/
Author: Богданов Г.И. Владимирский С.Р. Козьмин Ю.Г. Кондратов В.В.
Tags: строительство инженерных сооружений транспорт строительство металлические конструкции строительное проектирование мостостроение
ISBN: 5-89035-159-1
Year: 2005
Text
СТЫ И ТРАНСПОРТНЫЕ ТОННЕЛИ
ВЫСШЕЕ
ПРОФЕССИОНАНЬИОЕ ОБРАЗОВАНИЕ
ПРОЕКТИРОВАНИЕ
МОСТОВ И ТРУБ.
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ МОСТЫ
УДК 624.21.072(073)
ББК 39.112
Б 7348 Богданов Г.И., Владимирский С.Р., Козьмин Ю.Г., Кондратов В.В.
Проектирование мостов и труб. Металлические мосты: Учебник для
вузов ж.-д. транспорта / Под редакцией Ю.Г. Козьмина. — М.: Марш-
рут, 2005. — 460 с.
ISBN 5-89035-159-1
Рассмотрены основные вопросы современной технической политики в облас-
ти металлических пролетных строений мостов наиболее распространенных сис-
тем (балочной, арочной, рамной, комбинированной).
Даны общая характеристика металлических пролетных строений и область их
рационального применения, обзор современных материалов и типов соединений
металлоконструкций.
Представлены балочные пролетные строения со сплошными стенками для же-
лезнодорожных, автодорожных и городских мостов, в том числе сталежелезобе-
тонные пролетные строения. Изложены методики расчета сплошностенчатых ба-
лочных конструкций.
Рассмотрены эволюция и конструкция пролетных строений систем, перекрыва-
ющих пролеты большой длины: балочной с решетчатыми фермами, арочной, ком-
бинированной и рамной, а также методы их расчета. Даны сведения об опорных
частях металлических мостов.
Предназначен для студентов вузов, обучающихся по специальности 270201 «Мосты и
транспортные тоннели» направления 270200 «Транспортное строительство» всех форм
обучения; может быть полезен также специалистам проектных организаций.
УДК 624.21.072(073)
ББК 39.112
Книгу написали: канд. техн, наук проф. Г.И. Богданок главы 8 10;
д-р техн, наук проф. С.Р. Владимирский пп. 1.3, 1.4, 3.3, 3.4,4.1,4.3,4.5, главы 5,6,
пп.7.5—7.8,11.1,11.2,11.7,11.8; д-р техн, наук проф. Ю.Г. Козьмин пп. 1.1,1.2,3.1,3.2,4.2,
4.4,7.1- 7.4,7.9; канд.техн.наукдоц.В.В. Кондратов—глава2,пп. 11.3—11.6.
Рецензенты: зам. начальника отдела искусственных сооружений Дирекции по
комплексной реконструкции железных дорог и строительству объектов ж.-д. транспор-
та < )АО «РЖД» А.А. Дрюковг, начальник отдела металлических мостов ОАО «Транс-
мос г»/й/' Ворса-, д-р техн, наук проф. кафедры «Мосты» МИИТа А. В. Косарев.
© Коллектив авторов, 2005
© УМЦ по образованию
ео im
ISBN 589035-159-1
на железнодорожном транспорте, 2005
© Издательство «Маршрут», 2005
Памяти выдающегося отечественного
мостостроителя, профессора
Константина Георгиевича Протасова
(1903—1971) посвящается
ПРЕДИСЛОВИЕ
Современный инженер располагает богатым арсеналом на-
учных, конструктивных и технологических средств для со-
здания технически совершенных и экономически эффектив-
ных мостовых сооружений. Объем знаний в этой области
настолько велик, что один лишь учебный предмет «Проек-
тирование мостов и труб» изучается в вузе на протяжении
нескольких семестров.
Существуют мостовые сооружения, надфундаментная часть
которых может быть возведена целиком из металла. В основ-
ном это арочные и рамные мосты некоторых типов, а также
мосты с металлическими опорами. Традиционно к металли-
ческим относят все капитальные мосты на железобетонных или
каменных опорах с металлическими пролетными строениями.
В прежние годы предпринимались попытки применения в мо-
стах различных металлов, в частности, алюминиевых сплавов.
Но из всех видов конструкционных металлов и сплавов в про-
летных строениях современных мостов преимущественно ис-
пользуют строительные стали.
В учебнике рассмотрены конструкции металлических про-
летных строений традиционных систем: балочной, арочной,
рамной и комбинированной. Сюда включены также сталеже-
лезобетонные конструкции пролетных строений.
Дисциплина «Проектирование мостов и труб» является
своеобразным синтезом ряда дисциплин: «Сопротивление
материалов», «Статика сооружений, строительных конструк-
ций» и др., без знания которых трудно усвоить основы про-
ектирования мостов. Тесно связан этот предмет и с техноло-
гией строительства мостов.
3
В настоящее время существует несколько мостостроитель-
ных школ, отличающихся подходом как к принципам анализа
и синтеза мостовых сооружений, так и к обучению специали-
стов. Данный учебник написан авторским коллективом кафед-
ры «Мосты» Петербургского государственного университета
путей сообщения (бывшего ЛИИЖТа), считающим себя храни-
телем и продолжателем традиций, заложенных классиками оте-
чественного мостостроения Д.И. Журавским, С.В. Кербедзом,
Н.А. Белелюбским, Ф.И. Энрольдом, Л.Ф. Николаи, Г.П. Пе-
редерием, К.Г. Протасовым и др.
Крупный новатор, ученый и педагог, основоположник твор-
ческого метода в мостостроении академик Григорий Петро-
вич Передерий (1871—1953) руководствовался следующими
принципами преподавания:
• единство теории и практики подготовки студентов, выража-
ющееся в комплексном освоении теоретического курса и выполне-
нии учебного курсового проекта по индивидуальному заданию;
• представление о проектировании любого моста как
о творческой задаче, имеющей множество решений. Правильной
постановкой преподавания школа должна развивать в уча-
щемся творческую способность, дать толчок к дальнейшему
росту и продуктивному проявлению ее в жизни;
• главное, по его мнению, не в том, чтобы ознакомить
студентов с длинным рядом данных, почерпнутых из безбреж-
ного моря мировой практики мостостроения, с преподнесени-
ем рецептурных указаний для составления проектов новых мо-
стов. Важно научить студентов критически анализировать эти
данные как продукт чужого творчества с распространением
такого анализа затем и на продукт собственного творчества;
• методику обучения надо строить так, чтобы студент стре-
мился на путь исследования. Для того, чтобы выбрать один из
множества вариантов, необходимо учитывать основные влия-
ющие факторы, отыскать (логически, математически, экспери-
ментально) оптимальные параметры системы, сделать подчас
трудный волевой шаг по выбору окончательного решения.
В качестве пожелания студентам Г.П. Передерий говорил:
«Сооружайте прочные и красивые мосты. И теоретическими и
практическими мостами связывайте все отрасли науки. Помните:
наука едина!».
4
Таким образом, творческий метод содержит в себе значи-
тельный критический заряд. По любому вопросу студент дол-
жен становиться на позиции ученого, исследователя: научиться
анализировать достоинства и недостатки рассматриваемого
решения, искать и находить пути улучшения его характеристик.
Дело своего учителя продолжил профессор Константин Геор-
гиевич Протасов. Под его редакцией коллективом кафедры «Мо-
сты» ЛИИЖТа были выпущены два издания учебника по курсу
металлических мостов (в 1957 и 1973 гг.). В них нашли дальнейшее
развитие принципы творческого метода проектирования мостов.
Авторы данного труда, продолжая и развивая традиции своих
йредшественников и опираясь на научные достижения совре-
менной технической политики в области мостостроения, пред-
ставили в учебнике современные конструкции метллических
мостов и методы их расчета. Приведенная информация дает
возможность студентам не только ознакомиться с современ-
ными конструкциями металлических мостов и методами их
расчета, но и применить полученные знания при составлении
курсовых проектов, а также помочь при самостоятельной ис-
следовательской работе.
Авторы выражают глубокую признательность начальнику
отдела металлических мостов ОАО «Трансмост» В.Г. Ворсе,
зам. начальника отдела искусственных сооружений Дирек-
ции по комплексной реконструкции железных дорог и стро-
ительству объектов ж.-д. транспорта ОАО «РЖД» А.А. Дрю-
кову, д-ру техн, наук профессору кафедры «Мосты» МИИТа
А.В. Носареву за ценные замечания, сделанные ими при ре-
цензировании рукописи.
Глава 1. Общие сведения
о металлических мостах
1.1. Особенности и область применения
К числу первостепенных задач при проектировании пролет-
ных строений моста относится выбор конструкционных мате-
риалов. Как правило, это железобетон, металл и сталежелезо-
бетон, причем конкретное предпочтение всегда должно быть
обоснованным.
В мостостроении применяют лишь относительно малую часть
металлических материалов, а именно •— сплавы железа с угле-
родом и легирующими добавками, называемые строительны-
ми сталями. Их широкое использование обусловлено наилуч-
шим соответствием свойств материала условиям работы мос-
товых сооружений. Можно подобрать такие марки строитель-
ных сталей, которые обладают высоким пределом текучести и
одновременно достаточными пластичностью и ударной вязко-
стью, хладостойкостью, достаточной сопротивляемостью цик-
лическим и динамическим нагрузкам. Сталь хорошо сварива-
ется, легко обрабатывается, имеет относительно невысокую
стоимость. Достижения металлургической промышленности
позволяют в массовых количествах производить ее с заранее
заданными и гарантированными физико-механическими и тех-
нологическими свойствами.
Металлические мосты сооружают на различных дорогах, в
любых климатических условиях. На железных дорогах нашей
страны они составляют более 50 % от общей протяженности
мостов. При строительстве мостов через широкие глубоковод-
ные реки стальные конструкции экономически целесообразны
при больших пролетах (свыше 100 м). Это сокращает число опор,
что с учетом их высоты и материалоемких фундаментов суще-
ственно снижает объемы и трудоемкость работ, уменьшает про-
должительность и стоимость строительства. Но в некоторых
случаях применение стальных пролетных строений целесообразно
даже в средних пролетах (длиной 20...40 м).
6
Стальные пролетные строения имеют различные статичес-
кие системы и разнообразные конструктивные формы. Они легко
расчленяются на блоки и элементы любых размеров, удобные
для производства, перевозки и монтажа. Поэтому большим пре-
имуществом стальных мостов является возможность максималь-
ной индустриализации их изготовления, применение высоко-
производительной автоматической электросварки, высокое ка-
чество и степень заводской готовности конструкций, а также
возможность комплексной механизации, круглогодичность ис-
полнения и монтаж в сокращенные сроки.
Масса стальных пролетных строений намного меньше со-
ответствующих железобетонных. Это снижает нагрузку на
Опоры мостов, уменьшает транспортно-технологические рас-
ходы. Но в отличие от железобетона доля собственного веса
в общей нагрузке здесь значительно ниже. Поэтому сталь-
ные пролетные строения существенно более чувствительны
к возрастанию в перспективе временных нагрузок.
Подобные конструкции имеют длительный срок службы
(до 100 лет и более). Их несущую способность можно сравни-
тельно просто повысить за счет усиления элементов.
Одним из недостатков стали является ее коррозия и снижение
из-за этого со временем несущей способности и надежности кон-
струкции. Поэтому стальные пролетные строения требуют тща-
тельного содержания, периодической окраски, других специаль-
ных конструктивно-технологических мероприятий. Применение спе-
циальных покрытий и коррозионно-стойких материалов устраня-
ет этот недостаток, снижает эксплуатационные затраты, но повы-
шает стоимость самих материалов.
Главные задачи научно-технической политики в области
стальных мостов в современных условиях — экономия метал-
ла, использование высококачественных сталей и прокатных
профилей, повышение производительности и эффективности
конструктивно-технологических решений.
Возможны следующие пути повышения эффективности ме-
таллических мостовых конструкций:
• более широкое применение крупногабаритных конструк-
ций, что позволяет уменьшить трудозатраты их возведения по
сравнению с традиционными мелкомасштабными решениями;
7
• рационализация профильного металла;
• проектирование тонкостенных и предварительно напря-
женных конструкций;
• совмещение функций отдельных элементов пролетного
строения, что позволяет более полно использовать резервы ма-
териала по прочности;
• применение сталей повышенной прочности и высокопроч-
ных вместо сталей обыкновенного качества, хотя этот путь
осложнен многими факторами в процессе реализации;
• повышение степени заводской готовности пролетных стро-
ений, упрощение монтажных стыков, дальнейшее совершенство-
вание электросварки, технологии заводского изготовления, тех-
нологии и механизации монтажа пролетных строений;
• совершенствование инженерных расчетов несущей спо-
собности, обоснованное уменьшение величины запасов проч-
ности конструкций.
1.2. Краткие исторические сведения
о развитии металлических мостов
Использование металла в качестве строительного материала имеет
давнюю историю, тесно связанную с развитием производитель-
ных сил общества, накоплением знаний в области материаловеде-
ния и металлургического производства. Еще задолго до нашей
эры (н.э.) литую бронзу и листовую медь использовали при пост-
ройке сооружений в древних государствах Междуречья, Персии,
Египте и Малой Азии. Имеются упоминания о бронзовых дета-
лях, применявшихся, в частности, на мосту Элия через реку Тибр
в Риме, построенном Месиусом Рустикусом в 136 г. н.э. Однако
вплоть до XVIII в. металл оставался, главным образом, материа-
лом деталей отдельных скреплений несущих конструкций мостов,
а также механизмов разводных мостов.
Подлинный переворот в использовании металла и интен-
сивное мостостроение связаны с эпохой промышленной рево-
люции в Англии и других передовых странах Европы второй
половины XVIII в. Индустриализация производства, развитие
металлургии способствовали получению сравнительно деше-
вого и однородного по качеству чугуна, пригодного для изго-
товления крупных отливок сложной формы.
8
По-видимому, первый чугунный арочный мост был пост-
роен через реку Северн в Коулбрукдейле (Англия) в 1779 г.
Абрахамом Дэрби. Мост имел один пролет длиной 31 м. Сво-
ими формами (полуциркульными арками) он напоминал ка-
менные и деревянные мосты, строившиеся до этого. В 1796 г.
в Сандерленде (Англия) возведен арочный чугунный мост, имев-
ший пролет длиной 72 м и стрелу подъема арок 13,65 м.
В дальнейшем, главным образом в первой половине XIX в.,
арочные чугунные сооружения строят как под шоссейную, так
и под железную дороги. Их конструкции претерпевают ряд из-
менений: появляются трубчатые арки с эллиптическим и круг-
лым поперечными сечениями, из элементов двутаврового про-
филя, соединяемых болтами, и др. Насколько известно, пролет
мостов этого типа не превосходил 72 м.
Спустя всего три года после строительства моста через реку Се-
верн русским изобретателем-самородком И.П. Кулибиным был пред-
ложен проект металлического моста через реку Неву в г. Санкт-
Петербурге. Вслед за этим в 1780-е гг. по проектам Ч. Камерона,
Дж. Кваренги, К. Росси, И.Е. Старова, В.И. Баженова и других
зодчих начинается строительство замечательных по своей архи-
тектуре чугунных мостиков в парковых ансамблях Царского Села
и Павловска. Архитектором В.И. Гесте в начале XIX в. были
построены в г. Санкт-Петербурге шесть городских чугунных ароч-
ных мостов пролетами от 15 до 32 м. В то время надежной кон-
струкцией считалось использование в арках литых двутавровых
секций или ребрис-
тых блоков-ящиков
(рис. 1.1), скрепляе-
мых болтами, со свин-
цовыми прокладками
в швах. 11а этой ос-
нове в 1807 г. В.И. Ге-
сте разработал «об-
разцовый» проект
чугунных арок —
первый в истории
типовой проект ме-
таллического моста.
Рис. 1.1. Мост через р. Мойку на Невском проспекте
в г. Санкт-Петербурге (1806 г., архитектор В.И. Гес-
те): а — продольный разрез; б — конструкция
блока ящика
9
Рис. 1.2. Благовещенский (Николаевский) мост через
реку Неву в г. Санкт-Петербурге (1843 1850 гг.).
Фотография конца XIX в.
В 1850 г. заканчи-
вается строитель-
ство крупнейшего
для своего времени
первого постоянно-
го моста через реку
Неву — Николаевс-
кого (Благовещенс-
кого). Он имел семь
пролетов длиной от
32,6 до 47,2 м, пере-
крытых чугунными
арками, и один раз-
водной пролет длиной 22 м (рис. 1.2). Мост был построен ин-
женером С.В. Кербедзом.
XIX в. вошел в историю как век «железный», характеризую-
щийся появлением и бурным развитием железных дорог. Усилен-
ное строительство большепролетных мостов через многоводные
реки заставило задуматься о выборе системы металлического
пролетного строения, рассчитанного на воздействие высоких
динамических нагрузок подвижного состава. Мостостроители
обратили внимание на балочную систему, выгодную отсутстви-
ем распора при высоких опорах и слабых грунтах.
Небольшие мостики из чугунных балок пролетами до 20 м
входят в обиход с самого начала строительства английских и
французских железных дорог. Для увеличения перекрываю-
щей способности их снабжали усиливающей конструкцией
в виде шпренгеля. Элементы, работавшие в нем на растяжение,
изготавливали из круглого или полосового железа (рис. 1.3).
ii ii ii 1 ii i i ii !i ii ii j ii ii i i ii ii:
т—»—я—j—i—i—I I I I I I I I A 1 A" т
Рис. 1.3. Малый чугунный мост на английских и французских железных
дорогах первой половины XIX в.
10
Однако недостаточные механические свойства не позволили
использовать чугун в элементах, работающих на изгиб и рас-
тяжение, и он не получил распространения в пролетных стро-
ениях крупных мостов.
Первым большим балочным железнодорожным мостом из
металла считается знаменитый мост Британия, возведенный
известным инженером Робертом Стефенсоном в 1850 г. че-
рез Менейский залив в Англии (рис. 1.4). Он состоял из двух-
пролетных неразрезных балок пролетами по 140 и 70 м (все-
го четыре). Поперечное сечение пролетного строения имело
вид замкнутой прямоугольной трубы, внутри которой дви-
гались поезда.
Возможность устройства большепролетных трубчатых ба-
лок на мосту Британия тоже была доказана опытами, произ-
веденными Стефенсоном, Фейрберном и Гудкинсоном над мо-
делями трубчатых балок.
В середине XIX в., особенно в Англии, была популярна
идея сооружения железных мостов из балок трубчатого сече-
ния. В 1849 г. Фаулером возведен Торксейский мост через
Трент по неразрезной схеме 2 х 39,62 м. Другой мост с труб-
чатыми балками построен по проекту Стефенсона в США через
реку Св. Лаврентия в 1860 г.
Наилучшую форму трубчатых балок в то время отыски-
вали исключительно опытным путем. Назначение частей со-
оружения и их формы для строителей тогда не были доста-
точно ясны, и они лишь по интуиции, иногда ценой оши-
бок, находили пра-
вильные формы.
Одновременно с
сооружением балоч-
ных мостов трубча-
того сечения со
сплошной стенкой
шла работа в обла-
сти сооружений с
решетчатыми фер- Рис. 1.4. Общий вид трубчатого моста,
мами. Первые ИЗ Британия (1850 г.)
11
Рис. 1.5. Типичный американский мост
середины XIX в.
них были явным под-
ражанием многоре-
шетчатым деревян-
ным фермам Тауна,
иногда Гау, как по
внешнему очертанию,
так и по некоторым
конструктивным де-
талям. Можно отме-
тить два больших же-
лезнодорожных мос-
та такой системы че-
рез реки Вислу в
Диршау и Ногат в
Мариенбурге (оба
1857 г.). Первый из них имел шесть пролетов по 131 м, вто-
рой — два по 103 м.
В 1845 г. бельгийским инженером Невиллем были предло-
жены и в некоторых мостах внедрены фермы с простой треу-
гольной решеткой. Этот тип ферм, улучшенный английским
инженером Уорреном (введение болтовых узлов и др.), был
перенесен впоследствии в США (рис. 1.5). Там же применяли
различные типы ферм Уипла, Пратта, Поста, Финкла и др.
Первый в России металлический балочный мост по нераз-
резной схеме 2 х 55,3 м через реку Лугу под железнодорожную
нагрузку (1857 г.) построил С.В. Кербедз, внеся в его конст-
рукцию ряд улучшений по сравнению с известными в то вре-
мя типами балочных металлических ферм (рис. 1.6). Впослед-
ствии (в 1870—1880-е гг.) по проекту Н.А. Белелюбского на
Рис. 1.6. Железнодорожный мост через реку Лугу
12
первой в стране железнодорожной магистрали Санкт-Петер-
бург— Москва деревянные пролетные строения с фермами Гау
пролетами 54,41 м, 61,17 м и др. заменили на соответствую-
щие металлические.
Заметим, что для больших мостов середины XIX в. упот-
ребляли уже не чугун, а сварочное железо, изготавливавшееся
в пудлинговых печах. Сварочное железо существенно лучше
чугуна отвечало требованиям мостостроения, но все же пуд-
лингование не позволяло получать материал с однородными
структурой и свойствами. Позднее (с 1865 г.) появились спосо-
бы получения литого железа (т.е. фактически стали) в бессеме-
ровских и томасовских конверторах, а также в мартенах. Это
позволило удешевить металл, улучшить его свойства, расши-
рить сортамент, увеличить производительность металлургичес-
ких заводов. В 1874 г. американским инженером Идсом впер-
вые использована легированная сталь с добавкой хрома при
сооружении городского моста в Сент-Луисе.
Во второй половине XIX в. началось интенсивное разви-
тие теоретических наук, в том числе сопротивления матери-
алов и статики сооружений. Появляются методы расчета ферм,
становятся ясными назначение и роль их отдельных элемен-
тов. К числу деятелей науки и инженерного искусства, вне-
сших большой вклад в создание теории расчета мостов, можно
отнести Э. Винклера, О. Коши, Г. Ламэ, О. Мора, Г. Мюл-
лера-Бреслау, М. Навье, С.Д. Пуассона, А. Риттера, Б. Сен-
Венана, в России — С.И. Белзецкого, Э.М.Зубова, Д.И. Жу-
равского, Л.Ф.Николаи, Л.Д. Проскурякова, Г.С. Семико-
ленова, Ф.С. Ясинского и др.
Расчетные методы позволили синтезировать новые системы
мостов. В частности, инженеры обратили внимание на балоч-
но-консольную систему, увлечение которой привело к тому,
что в одной лишь Германии были предложены различные кон-
сольные фермы Шведлера, Паули, Риттера, Гербера, Кюблера,
Финка, Лозе, Майера и др. Консольные мосты отличались
рациональностью, простотой и ясностью работы конструкции.
Их стали строить довольно часто.
13
Рис. 1.7. Квебекский мост через реку Св. Лаврентия в Канаде (1917 г.)
Апофеозом применения балочно-консольной системы ста-
новится строительство в 1890 г. Фаулером и Беккером гранди-
озного моста через Фортский залив в Шотландии, имевшего
наибольшее расстояние между опорами 521,24 м. А в 1917 г.
был возведен Квебекский мост через р. Св. Лаврентия в Кана-
де с рекордным по длине пролетом 549 м (рис. 1.7).
Итак, к началу XX в. в основном завершается процесс формиро-
вания современных систем металлических мостов. В решетчатых фермах
отчетливо наблюдается переход на простые решетки. Сварочное железо
повсеместно вытесняется литым, болтовые узлы уступают место зак-
лепочным соединениям. С 80-х гг. XIX столетия начинается эра ти-
пового проектирования стальных решетчатых пролетных строений
железнодорожных мостов, продолжающаяся по сей день.
Пионером этого направления (1884 г.) стал знаменитый рус-
ский мостостроитель И.А. Белелюбский. Им же спроектиро-
вано и возведено большое число уникальных сооружений, в
том числе Алексан-
Рис. 1.8. Александровский мост через реку
Волгу у г. Сызрань (1875—1880 гг.). Фото-
графия конца XIX в.
дровский мост через
реку Волгу у г. Сыз-
рань на Самаро-Зла-
тоустовской желез-
ной дороге. Мост, по-
строенный в 1880 г.,
состоял из 13 проле-
тов по 110,7 м, его об-
щая длина — 1485 м
(рис. 1.8). По тем
временам это был са-
мый длинный мост в
Европе.
14
Особого внимания заслуживает железнодорожный мост че-
рез реку Енисей, пролет которого достигал 144 м. По данному
показателю он был первым в России. Автор проекта профес-
сор Л.Д. Проскуряков использовал треугольные фермы со
шпренгельной решеткой, что позволяло перекрыть значитель-
ные пролеты балочной системы. Модель Енисейского моста
экспонировалась на Всемирной выставке в Париже в 1900 г.,
где удостоилась золотой медали. Вообще авторитетным уче-
ным построено большое число уникальных сооружений, в том
числе мосты через реки Амур, Москву (у Лужников), а также
предложены передовые для своего времени типовые пролет-
ные строения железнодорожных мостов с треугольной решет-
кой и полигональными главными фермами.
Значительным достижением XX в. можно считать внедре-
ние электросварки в мостостроении. Сварные мосты в СССР
начали сооружать с 1931 г. К первым из них относятся
железнодорожный мост разработки ЦИС НКПС пролетом 12 м
с решетчатыми фермами, а также автодорожный пятипролет-
ный мост из разрезных сплошностенчатых балок с наиболь-
шим пролетом 20 м. Созданию сварных мостов мы обязаны,
в первую очередь, грудам Г.А. Николаева, Н.О. Окерблома,
Е.О. Патона, Г.П. Передерия и многих других крупных ученых.
Заводские технологии изготовления сварных пролетных стро-
ений отработаны практически для любых конструкций. Одна-
ко освоение сварки в мостостроении происходило с перемен-
ным успехом. В результате широких исследовательских работ
в 1940—1950-х гг. было установлено, что более предпочтительно
применение монтажной электросварки в автодорожных мос-
тах различных систем, нежели в железнодорожных.
Внедрение электросварки позволило синтезировать новые
формы пролетных строений, которые с 60-х гг. становятся пре-
имущественно коробчатыми тонкостенными с новой конструк-
цией проезжей части в виде ортотропных плит. Их изготавли-
ваю!, в основном, из низколегированных сталей, обладающих
хорошими механическими и технологическими свойствами. Вза-
мен монтажной клепки в практику широко внедряется новый
гип соединений — фрикционные (высокопрочные) болты и ком-
бинированные (болтосварные) соединения.
15
Соперничество железобетона и стали привело к закономерно-
му результату — их соединению в сталежелезобетонных пролет-
ных строениях, являющихся специфическим комбинированным ти-
пом конструкций. Применение сталежелезобетона в СССР было
начато в 1944 г. по проектам, разработанным в ЦНИИ Проект-
стальконструкция под руководством Г.Д. Попова, хотя впервые
новый материал был запатентован в Швейцарии в 1939 г. Уже в
конце 40-х—начале 50-х гг. прошлого века сталежелезобетонные
мосты начали строить в большинстве стран мира. В нашей стране
они являются сейчас самым распространенным видом автодорож-
ных сооружений средних пролетов (40 80 м). Значительное число
их и на железных дорогах с ездой поверху пролетами 18—55 м.
Таким образом, успехи в области мостостроения в XX в.
связаны с разработкой новых конструктивных форм пролет-
ных строений, увеличением их перекрывающей способности,
введением сварки, использованием новых материалов и типов
соединений металлоконструкций, совершенствованием методов
и норм проектирования и расчета мостов, технологии заводс-
кого и строительного производства.
1.3. Системы металлических пролетных
строений
Наиболее простой системой пролетного строения является
разрезная балка на двух опорах (рис. 1.9, а). Ясность статичес-
кой работы, однозначность эпюры изгибающих моментов, удоб-
ства типизации и замены при ремонте делают эту систему наи-
более распространенной в железнодорожных мостах. Приме-
нение в них цельнометаллических сплошностенчатых балок с
ездой поверху рационально при длине I пролетов до 45—50 м.
Высоту разрезной балки h назначают в пределах
Следовательно при увеличении длины пролета усложняется кон-
струкция, условия ее изготовления и монтажа.
В автодорожных мостах такие конструкции с двутавровыми
главными балками применяю! при длине пролетов 30...60 м пре-
имущественно в экстремальных условиях, например, в районах Край-
него Севера, где, в основном, возводят однопролетные мосты.
—...— /.
15 20
16
a
б
2—9453
17
I.
При длинах пролетов свыше указанных более рациональ-
ной становится разрезная балочная система с решетчатыми
фермами, применяемая как при езде понизу (рис. 1.9, б), так и
поверху. Высоту главных ферм согласуют с числом и длиной
fl 1 'I
b панелей фермы и назначают в пределах /7 = 1 ———
16 10
Наибольшие пролеты мостов с разрезными решетчатыми фер-
мами достигнуты в США на мостах в Честере (227,1 м, 1976 г.),
Метрополисе (219,5 м, 1917 г.), Падука-Брукпоре (218,3 м, 1929 г.).
Первые два моста железнодорожные, последний — автодорож-
ный. Мосты с неразрезными фермами имеют большую пере-
крывающую способность по сравнению с разрезными: Фрэн-
сис Скотт Кей (США, 365,9 м, 1977 г.) и Астория (США, 375 м,
1966 г.), Тенмон-Кио (Япония, 300 м, 1966 г.). Первый из пе-
речисленных — железнодорожный мост.
Применение неразрезной системы (рис. 1.9, в) позволяет сни-
зить расчетный положительный момент по сравнению с разрезной
балкой использовать более экономичные сечения и существенно
увеличить перекрывающую способность балки. Одновременно
увеличивается жесткость, обеспечивается плавность линии проги-
ба, улучшаются внешний вид, условия работы опор, создаются
благоприятные условия для навесного монтажа и продольной над-
, ( 1 IV
вижки пролетного строения. В этом случае назначают п - I
при 1у = (0,3...1,0)/. В железнодорожных мостах сплошностенчатые
балки при длине пролетов свыше 50 м уступают решетчатым фер-
мам по металлоемкости, условиям перевозки заводских блоков и
монтажа, вследствие чего применяются крайне редко.
Устройство неразрезных балок постоянной высоты в автодо-
рожных мостах ограничено по конструктивным соображениям
пролетами до 150 м. При ббльших пролетах рационально исполь-
зовать балки переменной высоты (рис. 1.9, г). Несмотря на удоро-
жание изготовления и монтажа, такая конструкция имеет благо-
приятный внешний вид и более экономична по сравнению с бал-
кой постоянной высоты при следующих значениях параметров:
' ( 1 1 А
/] =(0,6...0,8)Г; Л' = I' и Н = (1,5...3)/г'.
18
Наибольшие пролеты неразрезных сплошностенчатых балочных
пролетных строений достигнуты на автодорожных мостах через реку
Саву (Югославия, 261 м, 1956 г.), Зообрюке (Германия, 259,1 м,
1966 г.) и Сан-Матео-Хэйуорд (США, 228,7 м, 1967 г.). Мост с ре-
кордным для нашей страны аналогичным пролетом 200,4 м постро-
ен через реку Енисей в Красноярске в 1983 г.
В п.1.2 уже говорилось об увлечении инженеров на рубеже
XIX—XX вв. пролетными строениями балочно-консольной си-
стемы. В те годы опасались применять неразрезную систему
из-за ее чувствительности к неравномерным осадкам опор.
В силу статической определимости балочно-консольная систе-
ма лишена этого недостатка. В то же время по затратам метал-
ла пролетные строения данной системы близки к неразрезным.
Эти обстоятельства способствовали большому распростра-
нению консольных ферм в конце XIX столетия, которыми были
перекрыты рекордные пролеты балочной системы. В качестве
ярких примеров можно привести мост через Фортский залив в
Шотландии (1890 г.) пролетом 521,24 м и Квебекский мост в
Канаде (1917 г.) пролетом 549 м. Но и в наше время там, где
требуется перекрыть сверхбольшие пролеты, интерес к этой си-
стеме не ослабевает: не так давно построены консольные мосты
Минато (Япония, 510 м, 1974 г.), Комодор-Джон Бэрри (США,
501,2 м, 1974 г.) и Великий Новый Орлеанский мост (США, 480 м,
1958 и 1988 гг.), все они — автодорожные.
Балочно-консольную систему можно компоновать различ-
ными способами. На рис. 1.9, д приведен пример трехпролет-
ной схемы с центральной подвеской, длина которой принима-
(I 1 I,
ется в пределах я = Остальные параметры соответ-
ствуют размерам неразрезных балок. Пролетные строения этого
типа обычно выполняют с решетчатыми фермами, с ездой
поверху или понизу, стремясь подчинить форму поясов очер-
танию эпюры изгибающих моментов в балке.
Арочная система, широко используемая некогда в камен-
ных мостах, нашла применение и в XX в. в мостах из металла.
Как известно, силы распора, действующие в пятах арки, вызы-
вают в ее сечениях отрицательные изгибающие моменты.
19
В связи с этим расчетные моменты в арке существенно мень-
ше, чем в аналогичной балке. Поэтому арки более экономич-
ны по затратам материала, а перекрывающая способность их
весьма высока. Арочные мосты целесообразны в городах, так
как обладают отличными архитектурными качествами.
Несмотря на наличие распора, применение арочной системы в
металлических мостах имеет смысл при пролетах свыше 200 м,
когда балочный мост становится слишком тяжелым. В существу-
ющих мостах стрела арки f изменяется в довольно широких пре-
делах. Наиболее целесообразные ее значения: в железнодорожных
fl 1А
мостах — f = —/, в автодорожных и городских —
I6 8J v
Арки обычно двухшарнирные, с ездой поверху (рис. 1.9, е), понизу
(рис. 1.9, ж) либо посередине (рис. 1.9, з), со сплошной стенкой
8 10
(рис. 1.9, е^) либо решетчатые (рис. 1.9, ж}. Наибольшие в мире
пролеты арочной системы зафиксированы в металлических мостах
через реку Годж (США, 518,3 м, 1977 г.), пролив Килл ван Кулл
(США, 510,5 м, 1931 г.) и в Сиднее (Австралия, 502,9 м, 1932 г.).
Два первых — автодорожные, последний — под совмещенное
(железнодорожное и автомобильное) движение.
Альтернативу пролетным строениям балочной системы
(см. рис. 1.9, а—д) представляют комбинированные систе-
мы, составленные из простых систем (обычно балочных и
арочных) или образованные введением дополнительных
элементов в состав простых (рис. 1.9, и—о).
Конструкции комбинированных систем с использованием сплош-
ностенчатых элементов весьма разнообразны. Одна из них — трех-
пролетная неразрезная балка, усиленная в зонах промежуточных
опор подпругами в виде полуарок с вертикальными стойками
(см. рис. 1.9, и) или с решетчатыми фермами (см. рис. 1.9, к).
В диапазоне длины пролетов 150...250 м система несколько проиг-
рывает по расходу стали балочным решетчатым фермам, но по-
зволяет снизить объем кладки опор. Это обстоятельство в сочета-
нии с архитектурными преимуществами системы делает ее весьма
целесообразной в городских мостах. Ориентировочные значения
параметров системы следующие: f ~ 0,55/; h -I ь Н = 5/г.
20
Хорошими архитектурными качествами обладают также систе-
мы в виде балок, усиленных арками по всей длине: с ездой повер-
ху (см. рис. 1.9, л) или посередине (см. рис. 1.9, м). В этом случае
з 5
/| = (0,4...0,5) l, а стрелка арки принимается в пределах
Другой пример комбинированной системы — сквозная4ферма с
жестким нижним поясом, предложенная профессором К.Г. Прота-
совым (см. рис. 1.9, и). Устройство жесткого нижнего пояса, способ-
него воспринимать изгибающие моменты от внеузлового прикреп-
ления поперечных балок проезжей части, позволяет применять тре-
угольную решетку с наивыгоднейшей панелью фермы, не прибегая
к дополнительным элементам в виде шпренгелей (подвески и стой-
ки ставятся лишь в необходимых случаях). Данная конструкция
наиболее распространена в железнодорожных мостах при следую-
щих параметрах: I ~ 66...110 м, н = —Г h - 1,5...1,8 м.
7 ’
В автодорожных и городских мостах с пролетом 150...200 м
применяется еще одна комбинированная система — гибкая арка
с жесткой затяжкой (см. рис. 1.9, о). В этой системе (называе-
мой также балкой Лангера) разрезная балка воспринимает рас-
пор, создаваемый аркой, и внешне она представляет собой без-
распорную систему. Арка может соединяться с балкой жестко-
сти вертикальными стойками либо иметь решетчатое заполне-
Г1 О
ние. Стрела арки: f ~ —...— /, при этом высоту балки жестко-
I6 1)
сти стремятся делать не более 3,6 м. Такая система тоже менее
экономична по сравнению с фермой, сложна в изготовлении и
монтаже, но она имеет хорошие эстетические качества и пере-
крывает большие пролеты.
Рамные стальные мосты со сплошностенчатым ригелем пред-
ставляют собой «красивую» систему с перекрывающей способно-
стью до 250 м (например, система «бегущая лань» на рис. 1.9, п).
Она может быть выполнена и с решетчатыми главными фермами
(рис. 1.9, р). Но рамные мосты сооружают довольно редко из-за
сложной технологии монтажа, значительного распора на опорах
н необходимости особой защиты подкосов от коррозии.
21
1.4. Основные положения проектирования
и расчета металлических мостов
Общие понятия о проектировании и расчете мостовых соору-
жений были даны в предыдущих разделах дисциплины «Проек-
тирование мостов и труб». Особенность металлических мостов в
том, что их, как правило, устраивают через широкие глубоко-
водные водотоки, с трудными ледовыми условиями, интенсив-
ным судоходством и т.д. Методология решения общей компоно-
вочной задачи, т.е. составления вариантов и выбора схемы мос-
та, не имеет особых отличий от больших железобетонных соору-
жений. Однако задача осложняется указанными обстоятельства-
ми. Кроме того, расчет стальных конструкций имеет специфику
по сравнению с деревянными и железобетонными мостами.
В процессе разработки рабочей документации пролетного
строения выполняют расчеты, которые играют поверочную роль,
т.е. вначале проектировщик намечает конструктивный замы-
сел, а затем проверяет его аналитически расчетом и при необ-
ходимости корректирует задуманное.
Расчет мостовых конструкций состоит из следующих этапов:
1. Определение внутренних усилий (осевых усилий, изгиба-
ющих моментов, поперечных сил), вызываемых постоянными
и временными нагрузками в различных их сочетаниях.
2. Проверка несущей способности конструкции, обеспечи-
вающей надежность ее нормальной эксплуатации в течение дли-
тельного времени.
3. Проверка деформативнести конструкции.
Первая задача решается выбором адекватной расчетной схемы
конструкции и применением соответствующих методов строи-
тельной механики, а также вычислительных средств.
Несущую способность мостов до 50-х гг. прошлого столе-
тия проверяли по способу допускаемых напряжений. Он состо-
ял в том, что полученные из расчета напряжения сравнивали
с допускаемыми. Последние определяли путем введения коэф-
фициента запаса по отношению к предельным напряжениям:
[о] = от/к3. В качестве от принимали временное сопротивление
металла разрыву или предел текучести, отвечающий появле-
нию недопустимо больших деформаций.
22
Коэффициент запаса к3 является всеобъемлющей характе-
ристикой, от которой зависит не только надежность сооруже-
ния, но и его экономические качества. Основной недостаток
коэффициента запаса в том, что он не позволяет оценить вели-
чину изменчивости нагрузок различных видов и учесть воз-
можные уточнения отдельных факторов, связанных с особен-
ностями работы всей конструкции, ее элементов или использу-
емых материалов.
Этого недостатка, в основном, лишен метод предельных состо-
яний, разработанный В.А. Балдиным, А.А. Гвоздевым, Н.С. Стре-
лецким и др. Он включен в отечественные нормы проектирования
мостов в 1962 г. и используется в настоящее время.
Главная идея данного метода заключается в рассмотрении
в расчетах конкретных физических или геометрических состо-
яний конструкции, при которых она перестает удовлетворять
эксплуатационным требованиям. В настоящее время все воз-
можные предельные состояния объединены в две группы.
При наступлении предельного состояния 1 группы конст-
рукция становится полностью непригодной к эксплуатации (или
возведению). Это соответствует аварийной ситуации, вызван-
ной потерей несущей способности из-за хрупкого, вязкого или
усталостного разрушения; потерей устойчивости формы (от
продольного изгиба; общей или местной устойчивости) или
положения в пространстве (от опрокидывания или сдвига);
переходом конструкции в изменяемую систему; опасными ре-
зонансными колебаниями и др.
Наступление предельного состояния II группы вызывает
нишь затруднения в процессе нормальной эксплуатации, свя-
«анные с необходимостью ограничить скорости движения
транспорта из-за появления чрезмерных деформаций, пере-
мещений, прогибов, углов поворота, осадок, колебаний, а также
проведением внеочередных ремонтов, снижением долговеч-
ности сооружения от образования и недопустимого раскры-
тия трещин в бетоне. Расчеты как целых конструкций, так и
нх элементов должны гарантировать невозможность наступ-
ления любого из перечисленных предельных состояний на всех
стадиях работы сооружения.
23
Физический смысл расчетов по предельным состояниям I груп-
пы сводится к тому, чтобы максимально возможное внутреннее
усилие F в сечении элемента не превышало его минимальной
несущей способности Ф, т.е. F < Ф. Расчеты по предельным
состояниям II группы также имеют форму ограничений, напри-
мер, прогибов изгибаемых балок f < /jirn и т.д.
Преимуществом метода является возможность раздельного
учета различных факторов с помощью системы дифференци-
рованных коэффициентов запаса. Это позволяет в наиболь-
шей степени приблизить результаты расчетов к действитель-
ным условиям работы сооружения под нагрузками. Тогда пер-
вое неравенство для расчетов на прочность может быть пред-
ставлено в развернутом виде:
R(Pp 1 + М, Y/pp Уд,, Г|) Ф (A, R,v Ут, Y,p
где Pj, Vj — соответственно интенсивность постоянной и временной вер-
тикальной нагрузки i;
1 + р — динамический коэффициент;
— соответственно коэффициенты надежности по постоян-
ной и временной нагрузкам;
Т] — коэффициент сочетания нагрузок;
А — геометрический параметр поперечного сечения элемента, на-
пример, площадь;
Rft — нормативное сопротивление материала конструкции силовым
воздействиям;
у Ун — соответственно коэффициенты надежности по материалу и
назначению конструкции;
nij - коэффициенты условий работы сооружения.
При наличии на мосту нескольких путей (или полос движе-
ния) необходимо вводить к временной нагрузке дополнитель-
ные коэффициенты 5. < 1, учитывающие вероятность одновре-
менного максимального загружения каждого из путей (или по-
лос). Коэффициенты надежности по постоянным и временным
нагрузкам y^z- и уд.;- учитывают возможность случайных откло-
нений действительных нагрузок в неблагоприятную сторону
от их нормативных значений. Расчет конструкций должен
24
выполняться на наиболее неблагоприятные сочетания времен-
ных нагрузок Vj. Однако при этом мала вероятность одновре-
менного достижения ими максимальных значений. Поэтому в
расчеты вводят коэффициенты сочетаний Г] < 1.
Нормативное сопротивление материала конструкции Rn устанав-
ливается нормами по прочности контрольных образцов с обеспе-
ченностью не менее 0,95. Коэффициенты надежности по материалу
yw учитывают возможный разброс механической прочности, а так-
же различия прочности материалов реальных элементов и опытных
образцов. Коэффициенты надежности по назначению уп учитывают
степень ответственности и капитальности сооружений различного
назначения и значимость последствий наступления предельного
состояния. Коэффициенты nij отражают условия работы отдельных
элементов конструкции, условность расчетной схемы, метода рас-
чета и других факторов, которые не принимают во внимание при
прямых расчетах. Проектировщики обычно используют не норма-
тивное Rn, а расчетное сопротивление материала = т^п
Ут
Последствия наступления каждого из предельных состоя-
ний различны. Поэтому каждый вид расчета выполняют со
своей системой коэффициентов (табл. 1.1).
Таблица 1.1
Система коэффициентов метода предельных состояний
Группа предель- ных состоя- щей Вид расчета Внутренние усилия N Форма проверки
от постоян- ных нагру- зок от временных нагрузок
I Прочность (l+g)Yft,r|v(ot,X)<o N <mjRA
Устойчивость формы — « » — — « » — N < пур RA
Выносливость Ер,£2 (1 +2/3 ,и)ет] г(аД )w о < т-, Rf
Устойчивость положения ^Хф,-р,£2 уЛт)г(а, Х)ю Ми<т MJyn
С учетом сейсмики — « » — Yfrenv(a, Х)(» По соответст- вующему нор- мативному документу
25
Окончание табл. 1.1
Группа предель- ных состоя- ний Вид расчета Внутренние усилия N Форма проверки
от постоян- ных нагру- зок от временных нагрузок
II Прогибы и углы поворота r)£v(a, ?.)<» /<
Образование трещин — « » — T]v(aA) го ст < mjRf
Раскрытие тре- щин — « » — — « » -— dCr — Лег
В табл. 1.1 использованы обозначения: Q, со — полная пло-
щадь линии влияния усилия N и ее часть; е — коэффициент,
вводимый при расчете на железнодорожную нагрузку без уче-
та транспортеров в ее составе; ср — коэффициент продольного
изгиба; Ми, Mz — соответственно моменты опрокидывающих
и удерживающих сил; асг, & — соответственно расчетная и
предельно допустимая ширина раскрытия трещин.
Предельные состояния, означающие потерю несущей спо-
собности, всегда имеют силовые критерии — критерий кра-
евой текучести и критерий шарнира текучести. Они прини-
мались и для предельных состояний, означающих потерю
эксплуатационной пригодности. Но уже в первые годы раз-
работки методики предельных состояний Н.С. Стрелецкий
предложил заменить силовые критерии на деформационные.
Однако несмотря на логичность нового критерия, гаранти-
рующего от чрезмерного развития пластических деформа-
ций, на реализацию этого предложения потребовалось три
десятилетия. Расчеты металлоконструкций по ограниченным
пластическим деформациям в предельных состояниях пер-
вой группы были введены в нормы проектирования мостов
1984 г. (СНиП 2.05.03-84*).
Таким образом, важная особенность расчета металлических
мостов по отношению к сооружениям из других материалов
в том, что в качестве критерия предельного состояния I груп-
пы (из условий прочности) принята ограниченная пластичес-
кая деформация в сечениях элементов от расчетных нагрузок.
26
При этом в качестве критерия предельного состояния II груп-
пы не допускаются пластические деформации в сечениях эле-
ментов от нормативных нагрузок, т.е. обеспечивается упругая
работа конструкции.
В реальных сооружениях имеют дело не с идеальной, а с
конструктивной прочностью элементов (из-за концентрации де-
формаций, остаточных напряжений и т.п.). Поэтому в таких
условиях допускается только ограниченная повреждаемость ма-
териала и соединений, в частности сварных швов, что и отра-
жает пластическая деформация.
Для установления критерия предельного состояния необхо-
димо рассмотреть диаграмму работы конструкции вплоть до ис-
черпания несущей способности, например, диаграмму Прандтля
(рис. 1.10, а). За предельное состояние по прочности может
быть принято такое, при котором ограниченные пластические
деформации возникают в наиболее напряженных частях кон-
струкции. Однако в любом случае сохраняются области упру-
гих деформаций. Максимальная пластическая деформация ус-
тановлена в пределах 0,0025.
Предельному состоянию от расчетных нагрузок на кривой
(см. рис. 1.10, а) соответствует точка с координатами (Р2, Д2),
т.е. упругопластическая стадия работы. Здесь в месте действия
1’пс. 1.10. Диаграмма Р(А) -А (а) и схема развития деформаций конструкции
в упругопластической стадии (б)
27
максимального изгибающего момента в балке, начиная от край-
них, наиболее напряженных фибр поперечного сечения балки,
в направлении к нейтральной оси начинают развиваться пла-
стические (необратимые) деформации (рис. 1.10, б). Это озна-
чает, что при полной разгрузке конструкции от точки (Р2, А2)
на диаграмме рис. 1.10, а в балке образуются остаточные де-
формации Аост-
Это состояние возможно лишь при неблагоприятном совпаде-
нии различных факторов, таких, как максимальное значение ко-
эффициента надежности по нагрузке и динамического коэффи-
циента, одновременное действие максимальных значений различ-
ных сил, минимальное значение прочностных свойств материа-
ла. Максимальные для нормальной эксплуатации значения нор-
мативных подвижных нагрузок определяются соответственно
точкой диаграммы с координатами А(), т.е. конструкция
должна работать в упругой стадии.
Упругопластическая стадия работы металлической конст-
рукции при расчетах на прочность в существующих нормах
проектирования мостов учитывается системой коэффициентов
®г- > 1, вводимых в знаменатель левой части условия прочно-
сти <з < R.
Рассмотренное уточнение методики расчета металлических
пролетных строений способствует решению важнейшей про-
блемы экономии стали.
Глава 2. Материалы и типы соединений
металлоконструкций
2.1. Характеристики материалов, их механические
свойства при различных условиях и воздействиях
Особенности работы стальных мостов при воздействии нагрузок.
Элементы пролетных строений мостов, особенно железнодорож-
ных, под нагрузками оказываются в очень сложном напряжен-
ном состоянии. Пролетное строение представляет собой про-
странственную конструкцию, в которой каждый элемент по-своему
реагирует на загружение моста временной нагрузкой. Рассмот-
рим их работу на примере главных ферм балочного разрезного
пролетного строения с треугольной решеткой.
Помимо напряжений от статических постоянных нагру-
зок q, в элементах главных ферм в общем случае действуют
еще три компонента напряжений о(Г):
о(0 = о,(0 + о2(/) + о3(0, (2.1)
где ст,(t) — напряжения от статического воздействия временной нагруз-
ки, являющиеся переменными во времени I вследствие движения поезда
или колонны автомобилей по пролетному строению. Характер диаграм-
мы изменения этих напряжений определяется схемой движущейся нагрузки
и видом линии влияния усилий в элементе;
сг2(Э) — дополнительные напряжения от общих динамических де-
формаций пролетного строения. Изменение напряжений о2(/) во време-
ни зависит от динамических прогибов пролетного строения;
<т3(0 — дополнительные напряжения в элементах от их местных по-
перечных вибраций. Характер диаграмм напряжений соответствует виду
напряженного состояния элемента, совершающего изгибные колебания.
Схематически характер деформаций, вызывающих указанные
напряжения, показан на рис. 2.1, а. На рис. 2.1, б приведена часть
диаграммы фибровых напряжений в сечении I—I раскоса 6—7'
при движении временной нагрузки по мосту. При ее перемеще-
нии по пролетному строению изменяются осевые напряжения
О|(/) в раскосе по закону, изображенному кривой I. Статичес-
кие напряжения при этом соответствуют прогибу пролета на
величину/,. Общие вертикальные колебания пролетного строе-
29
ния (около положения статического равновесия) с амплитудой/2
и периодом 7\ обусловливают динамические напряжения о2(0 во
всех элементах фермы, в том числе в раскосе 6—Т (кривая 2 на
рис. 2,1, б). Местные поперечные вибрации элемента конструк-
ции с амплитудой /3 и периодом Г2 являются причиной дополни-
тельных динамических изгибных напряжений о3(/) (кривая 3).
Множество динамических воздействий от движения по мосту
временной нагрузки принято учитывать при расчете металличес-
ких пролетных строений упрощенно: умножением усилий в эле-
ментах конструкции от статического действия расчетной подвиж-
ной нагрузки на коэффициент динамики 1 + ц (см. п. 1.4).
О 0,2 0,4 0.6 0.8 1.0 1,2
Рис. 2.1. Принципиальные схемы: а — общих вертикальных статических
и динамических деформаций решетчатых главных ферм балочного раз-
резного пролетного строения; б — характер изменения напряженного
состояния раскоса 6—7'
30
С учетом изложенного полные напряжения в сечениях элементов
пролетного строения могут быть определены следующим образом:
о = а>д + о,(/)(1 + ц). (2.2)
Данные особенности выделяют мостовые металлоконструк-
ции среди других строительных сооружений и предъявляют
особые требования к их материалам.
Характеристики механических свойств материалов. Важней-
шей прочностной характеристикой стали является диаграмма
растяжения, отражающая зависимость о = /(е). На рис. 2.2
показаны зависимости <5 = /(е) для сталей обычной 7, повы-
шенной 2 и высокой 3 прочности. По ним определяют началь-
ный модуль упругости Е = tg тр, предел пропорциональности
<5рГ, до которого справедлив закон Гука: <5 = Ег, а также пре-
дел упругости до которого материал не получает остаточ-
ных деформаций после снятия нагрузки. В интервале между
G и Gel проявляется нелинейная упругость.
Предел текучести оу соответствует началу развития пласти-
ческих деформаций и площадки текучести. Для сталей повы-
шенной прочности, не имеющих ярко выраженной площадки
текучести, за этот пока-
затель условно принима-
ют напряжения, при кото-
рых образец получает ос-
таточную относительную
деформацию 0,2 % (после
разгрузки). На рис. 2.3
приведены диаграммы
растяжения сталей неко-
торых марок, применяе-
мых в мостостроении.
Временное сопротивле-
ние (предел прочности) о;(
соответствует началу раз-
рушения образца и подсчи-
тывается по отношению к
первоначальной площади
его поперечного сечения.
Рис. 2.2. Диаграммы растяжения сталей обыч-
ной 7, повышенной 2 и высокой 3 прочности
31
о, МПа
Рис. 2.3. Диаграммы растяжения сталей: 1 — ВСтЗкп; 2— 15ХСНД; 3 —
10Г2С1; 4 10ХСНД; 5 12Г2СМФ; 6 15ХГ2СФМР
Относительное удлинение при разрыве характеризует плас-
тичность металла и определяется по формуле
8 = <2-3*
где /тах и /д — соответственно длина образца после и до разрыва.
Если обозначить символом А 0 первоначальную площадь по-
перечного сечения образца, а через А — площадь поперечного
сечения в момент определения деформации, то отношение
V = (Ао-А)/Ао • 100% (2.4)
называется относительным сужением.
При проектировании мостов нормативные сопротивления ста-
ли по пределу текучести R п или по временному сопротивлению
Run принимают по значениям и ом в соответствии с ГОСТ на
сталь.
Расчетные сопротивления стали на растяжение, сжатие и изгиб
по пределу текучести R}. или по временному сопротивлению
устанавливают в зависимости от значений Ryn и Rtm'.
R = R /у R = R /у , (2.5)
У уп >т’ и ип ЧП’ v '
где у — коэффициент надежности по материалу.
32
В обычных условиях эксплуатации напряжения от времен-
ной нагрузки в элементах конструкций не превышают величи-
ны предела текучести стали и, как правило, намного ниже его.
Однако в отдельных случаях воздействия временной нагрузки
(обычно ударной) на элементы моста приводят к появлению в
них пластических деформаций, когда сталь деформируется как
упругопластический материал. В этом случае при снятии нагру-
зок деформированная сталь частично восстанавливает свою
первоначальную форму (явление пружинения), однако дефор-
мации полностью не исчезают.
Ударная вязкость характеризует склонность стали к хрупко-
му разрушению. Оно значительно опаснее пластического, так
как происходит внезапно без предшествующих видимых дефор-
маций. Вероятность проявления хрупкого разрушения возрас-
тает с понижением температуры и увеличением концентрации
напряжений в опасном сечении. Величину ударной вязкости оп-
ределяют на основе испытаний на маятниковом копре образцов
стали с (/-образным или Р-образным (острым) надрезами при
различных температурах. Ее значение отражает отношение ра-
боты, затрачиваемой на разрушение образца с надрезом, к пло-
щади его поперечного сечения в ослабленном месте.
В результате многократного приложения нагрузки в элемен-
тах мостовых конструкций могут возникнуть и постепенно раз-
виться усталостные микротрещины. На определенной стадии их
развития возможно полное разрушение отдельных элементов,
приводящее в итоге к разрушению конструкции в целом.
Усталостное разрушение отличается от статического рядом
характерных особенностей. Оно может вызываться относительно
невысокими напряжениями, составляющими порядка 30...60 %
предела прочности стали. При знакопеременных силовых воз-
действиях разрушение стали может начинаться и при более
низких напряжениях.
Усталостное разрушение элементов стальных конструкций —
процесс многостадийный. Он начинается с постепенного накоп-
ления необратимых физико-механических изменений в материа-
ле, которые вызывают образование микротрещин. Затем некото-
рые из них, развиваясь, образуют макротрещину. Распространя-
ясь, она вызывает полное разрушение элемента конструкции.
1-9453
33
Возможные места зарождения усталостных трещин — зоны
концентрации напряжений в местах резкого изменения сече-
ния конструкции, различных выкружек, отверстий, перехо-
дов сварных швов на основной металл, дефектов стали и
сварных швов. Коррозионные язвы, трещины и царапины на
поверхности металла, а также остаточные сварочные напря-
жения также могут существенно уменьшать сопротивление
материала усталости.
Зависимости, количественно описывающие усталостный про-
цесс, устанавливают обычно экспериментальным путем. Од-
ним из основных показателей сопротивления металла устало-
сти является циклическая долговечность — число циклов при-
ложения нагрузки, выдержанных конструкцией до образова-
ния усталостной трещины определенных размеров или до пол-
ного усталостного разрушения.
Связь между максимальным напряжением цикла отах и
циклической долговечностью N в графическом виде представ-
ляет собой кривую усталости (рис. 2.4). В полулогарифмичес-
60l I I I I I I I 1 Н I Н1ТТПТП
2 - Ю5 3 4 5 6 7 8 91061>2 1,5 2- ю6№ циклы
Рис. 2.4. Кривые усталости проката стали мар-
ки 10ХСНДА и его соединений на базе 2 млн
циклов: 1 — металлопрокат в состоянии по-
ставки толщиной 32 мм; 2 — то же, толщи-
ной 12 мм; 3 — сварное стыковое соедине-
ние с механической обработкой шва; 4 —
соединение на высокопрочных болтах; 5 —
крестообразное сварное соединение
ких (о, LgN) коор-
динатах кривую ус-
талости обычно ап-
проксимируют дву-
мя отрезками пря-
мых линий: круто-
падающим и гори-
зонтальным. На-
пряжение <5 R, отве-
чающее горизон-
тальному участку
кривой усталости,
служит важнейшим
ее параметром —
пределом выносли-
вости.
Расчет на вынос-
ливость элементов
пролетных строений
34
мостов условно проводится после 2 млн циклов нагружения и
данных усталостных испытаний моделей различных соедине-
ний с определением их пределов выносливости. Для этого же
числа циклов построены диаграммы выносливости и выведе-
ны расчетные формулы, положенные в основу расчета мосто-
вых конструкций на выносливость.
Коэффициентом асимметрии цикла называется отношение
абсолютных величин наименьших напряжений <5П1П1 к наиболь-
шим отах (со своими знаками) в пределах цикла их изменения.
Экспериментальные данные (см. рис. 2.4) показывают, что дол-
говечность некоторых соединений может быть в несколько раз
ниже долговечности стального проката. Долговечность и пре-
дел выносливости стали любой марки уменьшаются с увеличе-
нием концентрации напряжений в исследуемом сечении и пе-
реходом от нагружения переменными растягивающими усили-
ями (р > 0) к нагружению знакопеременными усилиями, т.е.
растягивающе-сжимающими (р < 0).
Общепринятая оценка влияния концентрации напряжений на
выносливость соединений элементов основана на использовании так
называемого эффективного коэффициента концентрации напряжений
р = о _,/о_1к, (2.6)
где о ], о jK— пределы выносливости соответственно образца без кон-
центратора и с концентратором напряжений при нагружении знакопе-
ременными усилиями и характеристике цикла р = -1.
За предельное состояние в расчетах на выносливость прини-
мают появление усталостной трещины в материале элемента или
соединении. Гарантия от усталостного разрушения в результа-
те многократных загружений достигается ограничением вели-
чины максимального (вычисленного для повторяющихся загру-
жений) напряжения пределом выносливости Подобная про-
верка условна, так как расчетная схема обычно не дает возмож-
ности вычислить наибольшие напряжения в точках их концен-
трации при наличии таких факторов, как резкое изменение се-
чения, неровная поверхность, наличие отверстий, сварных швов
и т.д. В расчетах оперируют с условными численными значени-
ями предела выносливости, определяемыми экспериментально
на специальных образцах под переменными нагрузками, изме-
35
няющимися по синусоидальному закону. Для различных типов
соединений исследованиями установлены пределы выносливос-
ти для полного симметричного цикла от-
численное значение характеристики режима повторно-пере-
менных напряжений определяется при помощи безразмерной ве-
личины коэффициента режима. Этот коэффициент имеет слож-
ную зависимость от параметров нагружения элементов конст-
рукции. В целом он отражает изменение характера накопления
усталостных повреждений при нестационарном режиме нагру-
жения по отношению к стационарным (отах = const, omin = const)
условиям нагружения конструкции. Предел выносливости
элемента конструкции при его реальном режиме нагружения в
зависимости от величины описывается функцией вида
gr = 2о ]/[(« + у) - (а - у)р], (2.7)
где а = /(Р, £,) — параметр, зависящий от режима нагружения элемента
конструкции и величины эффективного коэффициента концентрации
напряжений его прикрепления;
4х — <s_\!csu — отношение предела выносливости для основного ме-
талла при р = -1 к его пределу прочности.
2.2. Применяемые стали
Химически чистое железо в технике не находит применения
прежде всего из-за трудностей его получения. Наиболее широ-
ко используют железоуглеродистые сплавы, к числу которых
относятся стали, содержащие не более 2 % углерода.
Состав сталей может быть весьма разнообразным. Кроме
железа, углерода и неизбежных примесей в виде кремния, серы
и фосфора, они включают также легирующие добавки. Поэто-
му число видов и марок сталей весьма значительно. Стали с
содержанием легирующих добавок до 3...5, 5...10 и более 10 %
называют соответственно низколегированными, среднелегирован-
ными и высоколегированными.
Условия и характер работы мостов (круглогодичная работа
на открытом воздухе, длительный срок эксплуатации, воздей-
ствие динамических нагрузок, рост во времени интенсивности
подвижных нагрузок, скоростей их движения и др.) определи-
ли ряд специфических требований к применяемым сталям.
36
В XVIII в. недостатки чугуна как материала, плохо со-
противляющегося растяжению и динамическим нагрузкам,
были причиной разрушений чугунных балочных мостов, пре-
имущественно в Англии. Это привело к постепенному вытес-
нению чугуна так называемым сварочным железом.
Сварочное железо, не проходившее при изготовлении жид-
кой фазы, получали из чугуна-сырца. Технология его изготов-
ления основывалась на обработке чугуна в пудлинговой печи.
При этом чугун доводили до раскаленного состояния, и ос-
новная масса углерода, входившая в его состав, сгорала при
соприкосновении с горячими газами. В результате получалась
пропитанная шлаками губчатая масса, называвшаяся крицей.
Для удаления шлаков крицу проковывали. Однако при этом
шлаки удалялись не полностью, отдельные зерна металла сва-
ривались между собой. Такая технология обусловливала зна-
чительное различие механических свойств сварочного железа
вдоль и поперек проката: после проковки металл имел волок-
нистое строение со шлаковыми включениями вдоль проката.
По нормам 1875 г. временные сопротивления разрыву свароч-
ного железа должны быть такими: вдоль проката — 340, попе-
рек проката — 280 МПа, относительное удлинение — соответ-
ственно 12 и 2,5 %.
До 1880-х гг. сварочное железо господствовало как мате-
риал для металлических мостов. С развитием металлургии и
появлением способа получения стали в специальных печах в
мостостроении начали применять литое железо, обладавши-
ми более высокими качествами по сравнению со сварочным.
Литым железом условно называли малоуглеродистую сталь,
получаемую конверторным, мартеновским и другими спосо-
бами. При изготовлении литое железо в отличие от свароч-
ного проходило жидкую фазу, поэтому обладало однородно-
стью свойств вдоль и поперек проката. Согласно техничес-
ким условиям 1897 г., временное сопротивление разрыву ли-
того железа должно было быть не менее 350...450 МПа, отно-
сительное удлинение вдоль проката — 27 %.
Литое железо использовали в мостостроении до 1935 г., когда
был утвержден стандарт на малоуглеродистую сталь марте-
37
невской плавки для мостов (СтЗ мостовая). Тогда же впервые
было введено ограничение нижнего предела текучести и удар-
ной вязкости для мостовой стали. По своим механическим
характеристикам и химическому составу СтЗ мостовая практи-
чески не отличалась от литого железа. Ее временное сопротив-
ление было установлено на уровне 370 МПа, предел текучести
составлял 210...230 МПа, относительное удлинение — 27 %.
В начальный период применения сварки в мостах (1931—
1946 гг.) в качестве основного металла использовали ту же
марку стали (СтЗ мостовая), что и в клепаных конструкциях.
В стандарте на поставку этого материала указывалось, что
сталь для мостов должны выплавлять, в основном, мартенов-
ским способом. Характер плавки (спокойный, полуспокой-
ный или кипящий) не регламентировали.
С переходом на сварку, оказывающую термомеханические
воздействия на металл, выявили непригодность стали марки
СтЗ для несущих мостовых конструкций из-за повышенной
склонности к старению (хотя прежде для клепаных конструк-
ций ее применяли довольно успешно). Под старением понима-
ется повышение прочности и твердости стали при снижении
пластичности вследствие структурных изменений, возникаю-
щих в металле при пластических деформациях, вызываемых, в
частности, сваркой.
Институт электросварки имени Е.О. Патона (Украина) пред-
ложил для сварных мостов хорошо раскисленную углеродистую
сталь марки СтЗ с ограниченным содержанием углерода (не бо-
лее 0,2 %), кремния (не более 0,25 %), меди (0,3 %) и добавкой
алюминия в количестве 0,9 кг на 1 т стали при ее разливке. Новый
материал получил марку «СтЗ для сварных мостов», позже —
М16С. С учетом современной классификации марок сталей ее
обозначают как 16Д.
Последующий этап в подборе сталей для сварных пролет-
ных строений мостов, начавшийся в конце 50-х гг., отмечен
изысканием низколегированных сталей повышенной и высо-
кой прочности, позволяющих уменьшить массу металла, по-
высить сопротивляемость конструкций хрупким разрушени-
38
ям при низких температурах и улучшить антикоррозионные
свойства при обеспечении высокой надежности работы свар-
ных пролетных строений как в обычной климатической зоне,
так и в северных условиях.
Сталь должна также обладать хорошей свариваемостью, до-
статочным запасом пластичности и вязкости при положитель-
ной и отрицательной температурах, высокой сопротивляемос-
тью усталости, малой склонностью к старению, технологично-
стью в производстве (хорошо обрабатываться), изготавливаться
из недефицитных компонентов и иметь хорошую сопротивля-
емость атмосферной коррозии.
Особенности сварки, характеризующиеся высокотемператур-
ным местным нагревом металла и быстрым его охлаждением,
определяют необходимость применения сталей с низким со-
держанием углерода, чтобы предотвратить выпадение карби-
дов и образование закалочных структур в околошовной зоне
сварного соединения. Кроме того, уменьшение содержания
углерода в стали способствует повышению ее пластичности и
надежности работы конструкций при динамических нагрузках.
Вместе с тем углерод — это один из основных легирующих
элементов, упрочняющих решетку феррита. Уменьшение содер-
жания углерода приводит к снижению прочностных свойств
стали. Учитывая двоякий характер влияния углерода, его ко-
личество в сталях для мостостроения вводится в некоторых
«осредненных» величинах, отражающих обе упомянутые тен-
денции изменения свойств материала.
Перечисленным выше требованиям в достаточно полной мере
удовлетворяют применяемые в настоящее время конструкци-
онные углеродистые стали, которые условно разделяются на
малоуглеродистые и низколегированные.
К малоуглеродистым относят стали, в химическом составе
которых углерод содержится в пределах 0,1...0,2 %. При таком
количестве сталь обладает необходимой пластичностью и вяз-
костью, хорошо обрабатывается и сваривается.
Легирующие добавки вводят в малоуглеродистую сталь для
повышения ее прочности, сопротивляемости хрупким разру-
39
Таблица 2.1
Влияние химических элементов на свойства стали
Свойства стали Углерод Хром Никель Марганец Крем- ний Медь Ванадий
Проч- ность Значи- тельно повы- шает Повышает Немного повы- шает Повы- шает
Ударная вязкость Снижает До 1 % значи- тельно повыша- ет, боль- ше 1 % немного снижает До 5 % значи- тельно повыша- ет До 1 % повыша- ет, от 1 до 4 % зна- чительно снижает Значи- тельно снижает Не влияет
Относи- тельное удлинение Значи- тельно снижает До 1,5 % не снижает Немного снижает До 5 % не снижает Снижает До 5 % повы- шает Снижает
Сопро- тивление усталости Повы- шает Не влияет Значи- тельно повы- шает
Сваривае- мость Значи- тельно снижает До 1,6% не влияет Мало влияет Больше 1 % сни- жает Снижа- ет Не влияет Повыш ает
Стойкость против коррозии Не влияет Повышает До 1 % повыша- ет, боль- ше 1 % снижает Больше 1% снижает Значи- тельно повышает Повы- шает
Хладно- ломкость Не влияет Снижает Не влияет Снижает Не влияет
Красно- ломкость Немно- го по- вышает Не влияет Снижает Не влияет
шениям и улучшения других свойств. В качестве легирующих
добавок применяют марганец, хром, никель, медь, ванадий,
цирконий и др. Влияют они по-разному:
никель повышает пластичность и вязкость;
40
марганец позволяет применять мягкие режимы закалки, в
меньшей степени вызывающие начальные напряжения, увели-
чивает износостойкость;
хром упрочняет сталь, после цементации позволяет полу-
чать высокую твердость;
ванадий улучшает свариваемость, уменьшает склонность к
росту зерна при нагреве, увеличивает устойчивость против
снижения твердости при отпуске;
медь повышает коррозионную стойкость стали и, учитывая
особую важность этого свойства, является обязательной леги-
рующей добавкой во все мостовые стали (табл. 2.1).
Следует учитывать, что свойства низколегированных ста-
лей не являются суммой свойств, вносимых компонентами.
Некоторые из них в ряде случаев усиливают или ослабляют
действия других.
В зависимости от степени раскисления малоуглеродистой
стали при ее изготовлении (удаления кислорода) различают
спокойную (си), полуспокойную (нс) и кипящую (кп) стали.
Спокойная раскисляется кремнием (до 0,3 %) или алюминием
(до 0,1 %), которые соединяются с кислородом и уменьшают
его вредное влияние на свойства материала. При этом сталь
имеет однородную структуру, лучше сваривается, сопротив-
ляется динамическим воздействиям и хрупкому разрушению.
При получении полуспокойной стали в нее вводят не более
0,15 % кремния. Если кипящая сталь совсем не раскисляется,
то при ее остывании бурно выделяются газы. Вследствие это-
го сталь оказывается менее однородной по структуре и мало-
пригодной для сварки.
В условных обозначениях современных марок сталей леги-
рующие элементы обозначают буквами (табл. 2.2).
Две цифры, стоящие перед буквами в обозначениях ма-
рок, указывают среднее содержание углерода в сотых долях
процента, а буквы — наличие легирующих элементов; циф-
ра, стоящая после буквы, обозначает среднее содержание этого
•лемента в процентах. Если после букв цифры нет, то содер-
жание данного элемента составляет менее 1%. Например,
41
Таблица 2.2
Условные обозначения легирующих элементов сталей
Элемент Хими- ческий знак Услов- ное обо- значе- ние Элемент Хими- ческий знак Услов- ное обо- значение
Азот N А Никель Ni H
Алюминий А1 Ю Ниобий Nb Б
Бор В Р Сера S —
Ванадий V Ф Селен Se Е
Вольфрам W В Титан Ti Т
Кобальт Со К
Кремний Si с Углерод C —
Марганец Мп г Фосфор P п
Медь Си д Хром Cr X
Молибден Мо м Цирконий Zr ц
10Г2С1 - - сталь легированная, массовая доля углерода 0,1 %,
марганца — 2 %, кремния — 1 %. Другой пример — сталь
Х25Н20С2 — содержание углерода около 0,1 %, хрома —
25, никеля — 20, кремния — 2 %.
В нормы проектирования мостов СНиП 2.05.03—84 «Мо-
сты и трубы», кроме упомянутой выше малоуглеродистой
стали 16Д, были включены низколегированные стали марок
15ХСНД и 10ХСНД по ГОСТ 6713—91, уверенно признан-
ные пригодными для мостостроения. Для изготовления не-
сущих элементов сварных пролетных строений автодорож-
ных мостов разрешено также применять прокат из стали марок
14Г2АФД и 15Г2АФДпс по ГОСТ 19281—89 с пределом те-
кучести не ниже 390 МПа.
С 1993 г. используется листовой прокат из стали марок
15ХСНДА и 10ХСНДА. Буква А в конце буквенно-цифрово-
го обозначения указывает на повышенное качество стали с
пониженным содержанием вредных примесей — серы и фос-
фора. Эти марки были разработаны для улучшения свойств
проката марок 15ХСНД и 10ХСНД за счет оптимизации их
химического состава и использования эффективных техноло-
гий выплавки.
42
Химический состав проката из сталей марок 15ХСНДА и
10ХСНДА отличается от 15ХСНД и 10ХСНД с пониженным со-
держанием углерода, марганца, хрома, никеля, а также фосфора
и серы. Кроме того, в состав сталей повышенного качества вхо-
дит ванадий или ниобий. Для них нормируются массовые доли
азота (азотный эквивалент) и углерода (углеродный эквивалент).
' Углеродный эквивалент подобно азотному является обоб-
щенным показателем свариваемости стали. Его уменьшение,
как правило, свидетельствует о лучшей пригодности для свар-
ки. В соответствии с мировыми стандартами величина угле-
родного эквивалента ограничивается значением 0,45. Азот
способствует старению стали с течением времени и его массо-
вая доля в металле должна быть не более 0,01 %.
Эквивалентное содержание углерода определяется по формуле
Сэ = С + Мп/6 + (Cr + Мо + V)/5 + (Ni + Cu)/15, (2.8)
где С, Мп, Cr, Mo, V, Ni, Си — процентное содержание элементов.
Для рассматриваемых сталей ужесточены требования к содер-
жанию серы и фосфора в готовом прокате и в связи с этим вве-
дены классы сталей по содержанию серы и фосфора (табл. 2.3).
Таблица 2.3
Классы сталей по содержанию вредных примесей
Класс стали Сера Фосфор
1 0,015 0,015
2 0,020 0,020
3 0,035 0,035
Сера образует в расплаве сульфид железа, который имеет мень-
шую, чем сталь, температуру плавления (1193 °C) и при нагреве
до светло-красного каления нарушает межкристаллическую связь
между зернами сплава. В результате сталь теряет прочность, об-
разуются трещины при остывании после сварки и других нагре-
вов (красноломкость). Фосфор растворяется в железе, раствор
остается в твердой фазе. Он резко снижает ударную вязкость,
особенно при отрицательных температурах (хладноломкость),
(’одержание серы и фосфора в сталях марок 10ХСНД и 15ХСНД
ограничено: для конструкций обычного исполнения — не более
43
0,035 %, для конструкций северного исполнения — серы не более
0,03 %, фосфора не более 0,025 %.
Несмотря на ограничение содержания вредных примесей и вели-
чины углеродного эквивалента в сталях 15ХСНДА и 10ХСНДА проч-
ностные характеристики некоторых сварных соединений проката этих
марок, в частности стыковых, оказываются несколько худшими, чем
у проката марок 15ХСНД и 10ХСНД. Эти обстоятельства заставили
продолжить исследования по подбору других марок стали.
В 1989—1998 гг. по заказу МПС было изготовлено несколько
опытных пролетных строений железнодорожных мостов из ат-
мосферостойкой стали 14ХГНДЦ. Ее свойства подобны показа-
телям атмосферостойкой стали «Кортен» (Cor-Теп), широко при-
меняемой за рубежом. Конструкции из стали 14ХГНДЦ не тре-
буют окраски в течение всего периода эксплуатации, что должно
давать существенную экономию средств и трудозатрат при их
содержании. Прокат марки 14ХГНДЦ под воздействием атмос-
ферного кислорода, как и любая другая сталь, корродирует,
покрываясь тонкой (0,1...0,2 мм) пленкой окиси железа. Однако
в данном случае пленка (патина) выполняет защитную функцию,
не давая развиваться процессу коррозии вглубь металла.
Химический состав отечественных сталей, применяемых в
настоящее время для изготовления пролетных строений, дол-
жен отвечать стандартам, приведенным в табл. 2.4. Механи-
ческие свойства проката из стали различных марок должны
соответствовать величинам в табл. 2.5.
Ударная вязкость проката всех марок стали должна быть
не ниже 29 Дж/см2 при расчетной температуре эксплуатации
сооружения.
В зависимости от прочностных свойств при растяжении при-
меняемые в технике стали подразделяют на условные классы
прочности. В соответствии с этой классификацией, например, сталь
марки 16Д относится к классам С38/24 — С38/22 в зависимости
от толщины проката, где цифры в индексе обозначают следую-
щее: числитель — минимальное временное сопротивление раз-
рыву, знаменатель — минимальный предел текучести (кгс/мм2).
В настоящее время практически все железнодорожные, авто-
дорожные и городские мосты строят из стали классов С48/34—
44
Таблица 2.4
Химический состав сталей
Марки стали Массовая доля элементов, %
углерод кремний марганец хром никель медь цирконий ванадий фосфор сера
не более
16Д 0,10... 0,18 0,12... 0,25 0,40... 0,70 До 0,30 До 0,30 0,20... 0,25 — — 0,035 0,040
15ХСНД 0,12... 0,18 0,40... 0,70 0,40... 0,70 ОДО- ОДО 0,30... 0,60 0,20... 0,40 — — 0,035 0,035
10ХСНД До 0,12 0,80... 1,10 0,50... 0,80 0,60... 0,90 0,50... 0,80 0,40... 0,60 — — 0,035 0,035
15ХСВДА До 0,12 0,40... 0,70 0,20... 0,50 0,30... 0,60 0,20... 0,50 0,20... 0,40 — 0,08... 0,12 См. табл. 2.3
10ХСНДА До 0.10 0,80... 1,10 0,30... 0,60 0.30... 0,60 0,20... 0,50 0,40... 0,60 — 0,08... 0,12
14ХГНДЦ 0,10... 0,18 0,20... 0,40 0,70... 1,10 0.10... 0,80 0,50... 0,80 ОДО- ОДО 0,005... 0,01 — 0,020 0,020
С54/40. Широкому использованию низколегированных сталей в
мостостроении способствует не только их большая по сравне-
нию с углеродистыми сталями прочность, но и более высокая
надежность при работе на переменные и ударные нагрузки, а
также меньшая подверженность коррозии и меньшая склонность
к хрупкому разрушению.
Последнее обстоятельство особенно важно для мостов, со-
оружаемых в районах с низкими температурами воздуха, где
наибольшую опасность для нарушения эксплуатации приобре-
тает хрупкое разрушение. В зависимости от минимальной рас-
четной температуры (/mjn) района эксплуатации моста кли-
матические зоны строительства делят на обычные — /min выше
- 40 °C, северные А —/min от -40 до -50 °C и северные Б —/min
ниже -50 °C. За расчетную минимальную температуру прини-
мают среднюю температуру наружного воздуха наиболее хо-
лодной пятидневки в районе строительства обеспеченностью
0,98 по СНиП 23-01—99 «Строительная климатология».
45
Таблица 2.5
Механические свойства сталей при растяжении
Марка стали Толщина проката, мм Временное сопротивление ок, МПа (кгс/мм2) Предел текучести МПа (кгс/мм2) Относи- тельное удлинение 5, %
До 20 235 (24) 26
16Д 21...40 375 (38)...510 (52) 225 (23) 26
41...60 215 (22) 26
15ХСНД, 8...32 490 (50)...685 (70) 345 (35) 21
15ХСНДА 33...50 470 (48)...67О (68) 335 (34) 19
ЮХСНД, 10ХСНДА 8...15 530 (54)...685 (70) 390 (40) 19
16...32 530 (54)...670 (68) 390 (40) 19
33...40 510 (52)...670 (68) 390 (40) 19
14ХГНДЦ До 40 490 (50)...685 (70) 340 (35) 19
41...50 470 (48)...670 (68) 330 (34) 19
Один из важнейших показателей надежности конструкций
северного исполнения — ударная вязкость. Нормы проектиро-
вания подобных железнодорожных мостов требуют применять
в климатической зоне А стали марок 15ХСНД и 10ХСНД,
15ХСНДА и 10ХСНДА толщиной до 20 мм. В конструкциях для
зоны Б разрешается использовать только сталь марки 10ХСНД.
Перспективной для мостостроения считается также сталь мар-
ки 09Г2С. Она разработана для химического машиностроения
и предназначена для изготовления различных деталей и эле-
ментов сварных металлоконструкций, работающих при темпе-
ратурах от -70 до +425 °C под давлением. В 2000—2001 гг.
в НИИ мостов были проведены исследования с целью уточне-
ния сопротивления усталости сварных соединений проката марки
09Г2С, режимов его сварки с учетом требований, предъявляе-
мых к изготовлению и эксплуатации мостовых конструкций.
По прочности сталь 09Г2С незначительно уступает сталям
15ХСНД и 15ХСНДА, однако стоимость ее проката примерно
на 30% ниже. Но это же обстоятельство может сдерживать
широкое использование в ближайшие годы атмосферостойкой
стали марки 14ХГНДЦ, стоимость которой примерно на 30 %
выше стоимости аналогичных сталей 10ХСНД и 10ХСНДА.
46
Разумеется, рассмотренными марками не ограничиваются
современные возможности применения сталей повышенной и
высокой прочности (классы от С52/40 до С70/60), таких, как
14Г2АФД, 15Г2АФДпс, 16Г2АФД, 12Г2МФТ, 14Х2ГМРидр.
(табл. 2.6, 2.7). Ударная вязкость проката всех марок стали
не ниже 29 Дж/см2 при температуре -70 °C.
Таблица 2.6
Химический состав сталей повышенной и высокой прочности
Марка стали Массовая доля элементов, %
Угле- род Крем- ний Мар- ганец Хром Ни- кель Медь Прочие добавки
14Г2АФД 0,1 г.- од» 0,3... 0,6 1,2... 1,6 До 0,4 До 0,3 0,15... 0,3 0,015...0,025N 0,07...0,012V
15Г2АФДпс 0,12... 0,18 До 0,17 1,2... 1,6 До 0,3 0,2... 0,4 0,015-0,030N 0,08-0,015V
16Г2АФД 0,14... 0,2 0,3... 0,60 1,3... 1,7 До 0,4 До 0,3 0,15... 0,3 0,015-0,025N 0,08...0,014 V
12Г2МФТ 0,12... 0,18 0,4...0,7 До 0,3 0,15... 0,3 0,017-0,22Mo 0,03...0,05T
14Х2ГМР 0,1... 0,15 0,2...0,4 0,2... 0,3 0,03...0,05V
Таблица 2.7
Механические свойства сталей повышенной и высокой прочности
Марка стали Толщина проката, мм Временное сопротивление G,„ МПа (кгс/мм2) Предел текучести Gy, МПа (кгс/мм2 ) Относи- тельное удлинение 5, %
14Г2АФД 8...50 550 (56) 400(41) 20
15Г2АФДпс 8...32 550 (56) 400 (41) 19
16Г2АФД 8...50 600 (61) 450 (46) 20
12Г2МФТ 16...32 600 (61) 500(51) 16
14Х2ГМР 8...5O 700 (72) 600 (61) 14
За рубежом проявляют большой интерес к материалам бу-
дущего. К ним относятся:
• волокнистые композиты — полиэфирные смолы, армирован-
ные стекловолокном (стеклянные, арамидные, углеродные волокна).
Товарные углеродистые волокна имеют расчетное сопротивление R
порядка (4,8...7,0) • 105 МПа и модуль упругости Е — 2,3 • 105 МПа;
47
• углепластики — волокна графита с однонаправленной
слоистостью. Их расчетное сопротивление 1480 МПа при мо-
дуле упругости 1,15-105 МПа, объемной массе у =1,48 т/м3 и
коэффициенте линейного расширения а = 2,3-10~7;
• «интеллектуальные материалы» — способные самостоя-
тельно ограничивать рост трещин благодаря созданию вокруг
них полей сжимающих напряжений.
2.3. Основные типы соединений металлоконструкций
При заводском изготовлении элементов и блоков про-
летных строений используют, как правило, листовую и ши-
рокополосную сталь с толщиной листа от 6 до 60 мм, шири-
ной 200—2400 мм и длиной 5—12 м. Кроме того, обычно
для связей применяют фасонный прокат, т.е. уголки и швел-
леры в широком диапазоне размеров. Для соединения дета-
лей из указанного проката применяют все известные типы
скреплений: заклепочные, болтовые, сварные, а также ком-
бинированные.
Заклепочные соединения. В 70-х гг. на мостовых заводах
прекратили производство пролетных строений с клепаными эле-
ментами. Но потребность применения некоторых клепаных узлов
осталась. Поэтому на предприятиях сохранили технологичес-
кий процесс клепки (на скобе). В основном, это касается узлов
и соединений конструкций, работающих в особо тяжелых (пре-
имущественно северных) условиях, испытывающих ударные, зна-
копеременные нагрузки, обладающих низкой выносливостью.
Кроме того, заклепочные соединения в несколько раз дешевле
соединений на высокопрочных болтах (ВПБ), что немаловаж-
но при определении стоимости строительства.
В мостах применяют заклепки диаметром 17, 20, 23, 26 и
29 мм (наиболее распространен диаметр 23 мм). Нагретый
стержень заклепки полностью заполняет отверстие. За счет
этого при сдвиге листов склепанного пакета относительно
друг друга усилиями N, стержень заклепки работает на мест-
ное смятие напряжениями осм по боковой поверхности и срез
по плоскостям а—а и б—б (рис. 2.5).
48
Обычные болты
(грубой, нормаль-
ной и повышенной
точности) работают
аналогично заклеп-
кам. Но в стальных
пролетных строени-
ях капитальных мо-
стов их почти не при-
меняют, а использу-
ют, в основном, во
вспомогательных со-
оружениях.
Рис. 2.5. Характер работы заклепочного (обычного
болтового) соединения
В настоящее время основными типами соединений в данных
конструкциях являются сварные и на высокопрочных (фрик-
ционных) болтах. При изготовлении элементов мостовых кон-
струкций в заводских условиях используют, в основном, элек-
тросварку. На строительной площадке при монтаже могут при-
менять сварку или
ВПБ, а также ком-
бинированные со-
единения, сочетаю-
щие в одном соеди-
нении и то и другое.
Соединения на
высокопрочных
болтах. Принципи-
альная схема соеди-
нения на ВПБ приве-
дена на рис. 2.6. Та-
кие соединения назы-
вают еще фрикцион-
ными, так как усилия
с элемента на элемент
при их относитель-
ном сдвиге силами Q
передаются только за
Рис. 2.6. Принципиальная схема соединения
на высокопрочных болтах
4-9453
49
счет трения, возникающего по контактным поверхностям соеди-
няемых деталей вследствие натяжения болтов силами Р.
Преимущества ВПБ по сравнению с клепаными соединени-
ями связаны как с увеличением несущей способности одного
скрепления (что приводит к сокращению их числа), так и с
улучшением условий труда (меньше загрязнение воздуха при
нагреве заклепок, шум и вибрация), с сокращением производ-
ственного цикла и числа технологических операций.
В металлоконструкциях применяют ВПБ типов 110, ПОХЛ
и 135. Цифровой индекс означает минимальное сопротивление
болта разрыву в кН/см2, буквами ХЛ обозначены изделия в
северном исполнении.
Болты типов НО и ПОХЛ изготавливают из стали марки
40Х «селект», а типа 135 — из стали марок ЗОХЗМФ и
30Х2НМФА. Гайки для ВПБ изготавливают из стали марок
35, 40, 35Х и 40Х, а шайбы — из стали марок ВСт5сп2, ВСт5пс2,
35 и 40. Механические характеристики ВПБ указаны в табл.2.8.
Таблица 2.8
Механические характеристики высокопрочных бол тов
Тип болта Временное сопротивление разрыву о1(, МПа Относитель- ное удлинение 8, %, не менее Относитель- ное сужение V, %, не менее Ударная вяз- кость, Дж/см2, не менее
ПО 1100... 1350 35
ПОХЛ 1100...1350 8 40 50
135 1350...1700 35
В мостостроении используют болты диаметром 18, 22, 24 и
27 мм. Их длину выбирают в зависимости от толщины стяги-
ваемого ими пакета. Номинальный диаметр отверстий под ВПБ
в стыках и прикреплениях основных несущих элементов, опре-
деляющих проектное положение конструкции, принимается на
3 или 4 мм больше диаметра болтов размерами соответствен-
но 18...22 и 24...27 мм. В прикреплениях элементов, не опреде-
ляющих проектные положения конструкций, допускается рас-
сверливать отверстия диаметром на 5...6 мм больше диаметра
болтов. Здесь не допускается контакт стержня болта с внут-
ренней поверхностью отверстия, так как болт должен рабо-
тать только на растяжение, без смятия, среза и изгиба.
50
Рабочие контактные поверхности соединяемых элементов и
деталей перед постановкой ВПБ должны быть очищены от ржав-
чины, отстающей окалины, масляных пятен, грязи и грунтов-
ки. Для этого нужно воспользоваться одним из перечисленных
способов: пескоструйной или дробеструйной обработкой, га-
зоплазменной обработкой (огневой очисткой), очисткой ме-
таллическими щетками, дробеметной обработкой, которая может
быть дополнена газоплазменным нагревом поверхности металла
в зоне отверстия до 25О...ЗОО°С.
После подготовки контактных поверхностей часто приме-
няют клеефрикционое покрытие. Его несущая способность обес-
печивается введением между соприкасающимися поверхнос-
тями промежуточного слоя из абразивного материала — кар-
бида кремния (карборунда). Для образования клеефрикцион-
ного покрытия на поверхность наносят эпоксидный клей и
внедряют в него порошковый абразивный материал. Клей
защищает контактную поверхность от коррозии и удержива-
ет выступающие над ним зерна абразивного материала, ко-
торые обеспечивают высокий и стабильный коэффициент
трения в зоне контакта.
Такие покрытия можно наносить на обе соприкасающие-
ся поверхности, хотя обычно подобной предварительной об-
работке подвергается поверхность только одного из соеди-
няемых элементов (фасонки или накладки). Поверхность дру-
гого элемента обычно очищают металлическими щетками или
газоплазменным способом на строительной площадке перед
монтажом.
Натяжение ВПБ на нормативное усилие производится ди-
намометрическими ключами, ручными, гидравлическими или
пневматическими гайковертами. Применяют два способа: зак-
ручивание гайки с обеспечением требуемого крутящего момента
(натяжение по крутящему моменту) или поворот гайки на за-
данный угол от фиксированного начального положения (натя-
жение по углу поворота).
Технология сборки соединений на ВПБ, натяжения болтов,
контроль технологических операций и другие вопросы более
подробно изучают в дисциплине «Строительство мостов».
51
Сварные соединения. В последние десятилетня электросвар-
ка как вид соединения завоевала господствующее положе-
ние при изготовлении мостовых конструкций на заводах. На
строительной площадке сварку используют при монтаже ба-
лочных сплошностенчатых пролетных строений автодорож-
ных и городских мостов. За рубежом применяют также свар-
ные стыки пролетных строений железнодорожных мостов.
Сваркой называется процесс образования неразъемного со-
единения отдельных частей из твердых материалов, происходя-
щий в результате действия сил сцепления между атомами. Сущ-
ность процесса заключается в том, что кромки свариваемых
деталей и присадочный металл расплавляются электрической
дугой и образуют сварочную ванну, которая некоторое время
находится в расплавленном состоянии, затем затвердевает и кри-
сталлизуется. Отличительные особенности технологического
процесса изготовления таких конструкций — изменение свойств
металла в зоне термического влияния сварки, возникновение
остаточных напряжений и образование деформаций.
Повсеместное использование сварки в мостах связано с умень-
шением трудозатрат, снижением расхода стали из-за устране-
ния ослабления сечений элементов отверстиями для болтов,
отсутствием различных щелей, характерных для клепаных и
болтовых соединении элементов и становящихся очагами их
коррозии. В то же время сварные соединения требуют более
тщательного исполнения, чем соединения на ВПБ. Для них
характерны дефекты, являющиеся концентраторами напряже-
ний, которые необходимо выявлять при изготовлении и учи-
тывать в расчетах конструкций на выносливость.
Из известных способов сварки в мостостроении применяют
электрическую дуговую и электрошлаковую. С точки зрения ме-
ханизации процесса, используют ручную и механизированную
(автоматическую и полуавтоматическую) дуговую электросвар-
ку. Она выполняется плавящимся и неплавящимся электродом.
Сварка металлическим плавящимся электродом — наиболее рас-
пространенный способ. При этом материал электрода одновре-
менно проводник электрического тока и присадочный металл.
При сварке неплавящимся электродом дуга горит между ним и
52
изделием, а присадочный металл (сварочная проволока) подает-
ся отдельно в расплавленную ванну. Чтобы изолировать зону
сварки от вредных примесей из воздуха (кислорода и азота) и
легирования расплавленного металла, автоматическая и полуав-
томатическая сварка проводится под слоем флюса. Он представ-
ляет собой зернистое вещество, которое при расплавлении обра-
зует шлак, покрывающий расплавленный металл шва, защищая
его от атмосферных воздействий. Для сварки углеродистых и низ-
колегированных сталей наибольшее применение получили вы-
сококремнисгые марганцевые флюсы марок АН-348А и ОСЦ-45.
При такой сварке получают однородный плотный шов с глубоким
проваром, т.е. с проникновением наплавленного металла в основ-
ной металл соединяемых элементов на глубину не менее 2 мм.
Ручную электросварку используют при необходимости уст-
ройства швов в потолочном положении или в стесненных усло-
виях. При этом используют электроды, покрытые толстой об-
мазкой, глубина проплавления основного металла — 1...2 мм.
Для соединения вертикальных стенок балок применяют элек-
трошлаковую сварку. В пространстве, образованном кромка-
ми свариваемых де-
талей и формирую-
щими ползунами, со-
здается ванна рас-
плавленного шлака,
в которую погружа-
ется сварочная про-
волока. Процесс про-
исходит при отсут-
ствии электрической
дуги (рис. 2.7). Ток,
проходя между ос-
Рис. 2.7. Электрошлаковая сварка: а — сборка
под сварку; б — схема процесса сварки; 1 —
свариваемые детали; 2 — формирующие пол-
зуны; 3 — сварной шов; 4 — ванна расплавлен-
ного металла; 5 — ванна расплавленного шла-
ка; б — электроды; 7 — заходная планка; 8 —
выходные планки
новным металлом и
электродом, нагрева-
ет расплав и поддер-
живает в нем высо-
кую температуру и
электропроводность.
53
Рис. 2.8. Основные виды сварных соединений: а — стыковое; б — тавровое;
в — крестообразное; г — нахлесточное с лобовыми швами; д — нахлесточ-
ное с обваркой по контуру
Применяют следующие основные виды сварных соединении: сты-
ковые, тавровые соединения и соединения внахлестку (рис. 2.8).
Кроме того, часто используют (например, для коробчатых эле-
Рис. 2.9. Сварные швы угловых (а) и
тавровых (б) соединений: А — подго-
товка кромок; Б — выполненный шов;
b — ширина шва; К h — катеты шва; S.
S'. — толщины свариваемых листов
ментов) угловые сварные швы
(рис. 2.9, а). Правда, в соеди-
нениях металлоконструкций
мостов нахлесточные швы не
применяют из-за их понижен-
ной выносливости, так как в
них велика концентрация на-
пряжений под нагрузкой.
В зависимости от толщины
свариваемого металла швы мо-
гут отличаться формой подго-
товки кромок: без скоса, со
скосом одной или двух кро-
мок: способом выполнения —
односторонними или двухсто-
ронними. Подготовка кромок
и выполненный шов для не-
которых видов тавровых и уг-
ловых соединений, применя-
54
емых для автома-
тической и по-
луавтоматической
сварки под флю-
сом, показаны на
рис. 2.9, стыковых
соединений — на
рис. 2.10. Форма
подготовки кро-
мок характеризу-
ется углом скоса
а, притуплением р
и зазором а и за-
висит от толщины
проката.
В процессе свар-
ки металлы шва и
основного изде-
лия около шва
нагреваются до
высокой темпера-
туры и расширя-
ются. Свободно-
му расширению
препятствует хо-
лодный металл,
окружающий зону
сварки. Благодаря
пластичности на-
гретый металл
приобретает но-
вую форму. Ох-
лаждаясь, он вновь
Рис. 2.10. Типы разделки кромок листов стыко-
вого соединения в зависимости от толщины сты-
куемых листов: А — подготовка кромок; Б — вы-
полненный шов; а — без разделки; б — с Р-об-
разной разделкой; в — с V-образной разделкой;
г — с Х-образной разделкой
становится упругим и стремится укоротиться. Однако окружаю-
щий холодный металл препятствует сжатию. Вследствие этого
в металле шва и околошовной зоне основного металла при ос-
тывании возникают остаточные сварочные напряжения.
55
Помимо них на несущую способность сварных соединений
влияют различные дефекты, образующиеся в процессе сварки.
К ним относятся наплывы, подрезы, газовые поры, шлаковые
включения, трещины, непровары и др. Дефекты выявляют кон-
тролем каждого шва и ликвидируют до выпуска продукции с
завода или сдачи моста заказчику.
В комбинированных соединениях применяют сварку и ВПБ, стре-
мясь использовать каждый вид соединения с наиболее выгодной
стороны. Примеры таких стыков, весьма популярных в сплошно-
стенчатых автодорожных мостах, будут рассмотрены в главе 4.
2.4. Расчетные характеристики соединений
Соединения на ВПБ. Расчетное усилие Qbb, которое может
быть воспринято каждой поверхностью трения в соединении
элементов, стянутых одним ВПБ (болтоконтактом), можно оп-
ределить по формуле
Qbh = Р l^bh’ (2 9)
где Р — усилие натяжения высокопрочного болта;
ц — коэффициент трения по соприкасающимся поверхностям со-
единяемых элементов;
— коэффициент надежности, зависящий от способа обработки
контактных поверхностей элементов и количества болтов в соединении
(табл. 2.9).
Усилие Р натяжения высокопрочного болта определяют по
формуле
Р = RbunAbhmbh, (2.10)
где Rbufl — наименьшее временное сопротивление ВПБ разрыву;
Аьь— площадь сечения болта нетто;
тьь— коэффициент условий работы, учитывающий уменьшение на-
тяжения болта, в эксплуатации, равен 0,95.
Сварные швы. При правильном выборе материалов и техно-
логии механические свойства сварного соединения не должны
уступать свойствам свариваемой стали. В таком случае при сжа-
тии, растяжении и изгибе расчетные сопротивления стыкового
соединения Rwy = Ry, Rwu = Ru, а при сдвиге Rws = Rs = 0,58Ry,
где Ry и Ru — расчетные сопротивления проката соответствен-
но по пределу текучести и временному сопротивлению.
56
Таблица 2.9
Нормативные значения коэффициента трения Ц
и коэффициента надежности Уьи
Способ обработки контактных поверхностей Пескоструйный или дробеструйный двух поверхностей Очистка одной поверхности с нанесением клеефрикционного покрытия, другой — стальными щетками Газоплазменный двух поверхностей без консервации Стальными щетками двух поверхностей без консервации Дробеметный двух поверхностей без консервации Дробеметный двух поверхностей с последующим их газоплазменным нагревом в зоне отверстия
Коэффициент трения ц 0,580 0,500 0,420 0,350 0,380 0,610
Коэффициент у-ы при числе болтов: 2...4 5...19 20 и более 1,568 1,362 1,184 1,250 1,157 1,068 1,956 1,576 1,291 2,514 1,848 1,411 1,441 1,321 1,208 1,396 1,290 1,189
Для угловых и тавровых швов производят расчет на срез
сдвигающим усилием Q (условный). При этом расчетные со-
противления материала шва принимают следующими:
— по металлу шва
V=0’55jR.-A-P (211)
— по металлу границы сплавления
^ = 0,45^, (2.12)
где Run— нормативное сопротивление стали по временному сопротивлению;
уи,„— коэффициент надежности по материалу шва, равен 1,25.
При ручной сварке RwutI принимают равным значению вре-
менного сопротивления разрыву металла шва, а при автома-
тической и полуавтоматической сварке — по разделу 3 СНиП
П-23-81 «Стальные конструкции».
57
Прочность сварных соединений с угловыми и тавровы-
ми швами проверяют на срез (условный) по двум сечениям:
по металлу шва и металлу границы сплавления. Методики
расчета болтовых и сварных соединений, в которых исполь-
зуют приведенные выше характеристики, будут рассмат-
риваться в п. 6.6.
Глава 3. Балочные пролетные строения
со сплошными стенками
для железнодорожных мостов
3.1. Особенности и область применения
Простейшей системой пролетного строения моста является
разрезная балка на двух опорах (рис. 3.1, а). Стоимость и тру-
дозатраты изготовления и возведения сплошностенчатых стро-
ений оказываются меньшими, чем балок сквозной (решетча-
той) конструкции при длине пролетов железнодорожных мос-
тов до 50...60 м. Это и определяет область их применения.
Но следует иметь в виду, что, если еще в первой трети XX в.
широко применяли в мостах стальные балки длиной 15...30 м,
то в дальнейшем такие балки почти полностью были вытесне-
ны сборными железобетонными пролетными строениями. В на-
стоящее время использование стальных пролетных строений
пролетами расчетной длиной 18,2...33,6 м при новом строи-
тельстве целесообразно в специфических условиях (в северной
строительно-климатической зоне и др.), а также оправдано
стремлением обеспечить малую (менее 1 м) строительную вы-
соту. Кроме того, цельнометаллические и сталежелезобетон-
ные конструкции пролетом 18,2...55 м применяют при замене
пролетных строений эксплуатируемых мостов.
Положительным качеством разрезной балочной системы
является возможность широкой типизации пролетных строе-
ний. Начиная с 80-х гг. XIX в., основой отечественной техни-
ческой политики в области железнодорожного мостострое-
ния становится применение типовых унифицированных про-
ектных решений. Один из принципов типизации — создание
и применение параметрических рядов (серий) пролетных стро-
ений одинакового назначения с градациями параметров и
регламентированными показателями. В основу ряда положен
единый тип конструкции. Необходимые градации получают
изменением ее размеров при сохранении геометрического по-
добия модификаций. Такие ряды называют размерно-подоб-
59
Рис. 3.1. Схема моста с балочными разрезными пролетными строениями
(а) и общий вид балочного пролетного строения со сплошной стенкой (б):
1 — домкратная балка и опорные поперечные связи; 2 — нижние продоль-
ные связи; 3 — промежуточные поперечные связи; 4 — главные балки;
5 — верхние продольные связи; б — ребра жесткости
ными. Введя рекомендуемые длины пролетов посредством мо-
дульной системы1 , создали условия для применения при проек-
тировании мостов наивыгоднейших по стоимости пролетов, для
их взаимозаменяемости и массового заводского производства.
Серийное изготовление пролетных строений выдвигает тре-
бования максимально возможной однотипности размеров эле-
ментов, наибольшей повторяемости одинаковых элементов,
1 В данном случае в качестве модуля выступает определенный интервал
приращения длины пролета.
60
сокращения числа монтажных марок и соответственно чис-
ла различных единиц заводской оснастки. Основными
принципами разработки типовых решений являются унифи-
кация, стандартизация, типизация и гибкость.
Унификация — многократное применение в различных про-
летных строениях единой серии одних и тех же эффективных эле-
ментов. Это способствует сокращению номенклатуры проектных
решений, использованию рациональных технологий и уменьше-
нию стоимости изготовления, монтажа, эксплуатации и ремонта
мостов. Унификация элементов может быть внутренней (в
пределах данной серии) и внешней (заимствование из серий
пролетных строений другого типа).
Чтобы упорядочить комплектование металла, на заводах по про-
изводству мостовых металлоконструкций введен ограниченный сор-
тамент унифицированных прокатных профилей. Однако следует
учитывать, что это ограничение может приводить и к возрастанию
массы конструкций. Идея унификации успешно реализуется также
в создании и применении нормалей отдельных частей и деталей
конструкций, применяемых в различных пролетных строениях.
Стандартизация — регламентирование мостовой конструкции,
типоразмеров применяемых деталей, технологических процессов и
оборудования. Она ускоряет проектирование, облегчает сооружение,
эксплуатацию и ремонт мостов, способствует увеличению их на-
дежности и долговечности. Стандартизация и унификация взаимно
связаны; первая дает наибольший эффект при сокращении числа
применяемых типоразмеров стандартов, т.е. при их унификации.
Типизация — технико-экономически обоснованное сокращение
многообразия типов создаваемых серий объектов и их элемен-
тов. Типовое решение — эффективное решение, отобранное в
результате предыдущего опыта проектирования и многократного
применения, предназначенное для использования либо привязки
при создании конкретных объектов.
Принцип гибкости предусматривает, прежде всего, адап-
тируемость (приспособляемость) проектных решений к из-
меняющимся производственным условиям, в частности, аль-
тернативность конструктивных и технологических решений.
Данный принцип является базовым при создании современ-
ных гибких технологий строительства мостов.
61
3.2. Пролетные строения с ездой поверху
и безбалластным мостовым полотном
В современных металлических мостах применяю! несколь-
ко типов безбалластного мостового полотна.
В свое время было широко распространено мостовое полотно
на деревянных поперечинах в силу его относительной простоты
устройства и малого собственного веса (рис. 3.2). В ряде случаев
(например, на разводных мостах) вместо деревянных укладыва-
ют металлические поперечины, но вследствие повышенной ме-
таллоемкости, коррозии и других недостатков их применяют редко.
Из-за низкой долговечности и значительных расходов на
содержание мостовое полотно на деревянных поперечинах все
более вытесняется безбалластным полотном на железобетон-
ных плитах (рис. 3.3). Плиты изготавливают из обычного или
предварительно напряженного железобетона в виде сборных
блоков, прикрепляемых к верхним поясам балок высокопроч-
ными шпильками; в совместную работу с главными балками
плиты не включаются. Поперечные швы между блоками заде-
лывают гидроизоляционными мастиками. Промежуточные
скрепления рельсов здесь те же, что и в обычном пути на же-
лезобетонных шпалах.
Рис. 3.2. Конструкция мостового полотна на деревянных поперечинах
62
В ряде зарубеж-
ных стран считают
эффективным мосто-
вое полотно с уклад-
кой рельсов непос-
редственно на несу-
щие металлические
конструкции.» Рас-
стояние между глав-
ными балками при-
нимают равным рас-
стоянию между ося-
ми рельсов (по на-
шим нормам 1,6 м).
Достоинства: мини-
мальные масса и
строительная высо-
та, доступность всех
элементов для ос-
Z 160 х 160 х 16 д_а
ФЖ^гЖ.-б. плита
со скреплениями
ЖЖ
3200
\ Арматурная Прокладной
Высокопрочная шпилька сетка слой
крепления плиты
Рис. 3.3. Конструкция мостового полотна
на железобетонных плитах
мотра. Вместе с тем конструкции полотна присущи серьезные
недостатки: возрастание уровня динамических процессов в
системе «мост—поезд», повышенный шум, сложность устрой-
ства пути на кривых, электроизоляции и автоблокировки, худ-
шие условия работы бесстыкового пути.
Основными несущими элементами классического пролетно-
го строения являются двутавровые главные балки, объединяе-
мые в пространственную конструкцию системой продольных
и поперечных связей (см. рис. 3.1, б). Двутавровые главные
балки изготавливают из отдельных стальных листов клепкой
или сваркой. Высота двутавра может быть назначена различ-
ной, от этого зависит площадь поясных листов. При недоста-
точной площади одного листа может быть устроен пояс в виде
пакета листов, соединенных друг с другом. С увеличением
высоты балки повышается ее жесткость и уменьшается пло-
щадь поясов, но возрастает площадь стенки (метод определе-
ния наивыгоднейшей по массе или стоимости высоты главной
балки приведен в главе 6).
63
Поперечное сечение главной балки, подобранное по макси-
мальному изгибающему моменту в середине пролета, естествен-
но, излишне в его остальных частях. В этой связи сечения по-
ясов и стенки рационализируют, уменьшая их от середины к
краям балки. Чтобы обеспечить усталостную прочность кон-
струкции, в местах обрыва и изменения сечений поясных лис-
тов следует выполнить плавные переходы: уклоном 1:8 для
растянутого пояса и 1:4 — для сжатого (рис. 3.4).
Связи имеют вид плоских ферм. Элементарная ячейка фермы
называется панелью связей. Фермы связей обычно выполняют с
треугольной или крестовой решеткой, т.е. в панели фермы рас-
полагают соответственно один или два диагональных элемента.
Верхние и нижние продольные связи (расположенные гори-
зонтально в уровнях верхних и нижних поясов главных балок),
помимо обеспечения пространственной неизменяемости конст-
рукции, воспринимают горизонтальные поперечные нагрузки:
давление ветра, поперечные удары колес временной нагрузки,
центробежные силы (при расположении моста на кривой в пла-
не). Отметим, что при езде поверху на нижние продольные свя-
зи передается только часть поперечных нагрузок, действующих
Вид снизу
Рис. 3.4. Конструкция поясов сплошностенчатой балки при переменном
их сечении: а — деталь места обрыва нижнего листа нижнего пояса; б
деталь стыка листов нижнего пояса; в — деталь стыка верхнего пояса
64
на главные балки. Следовательно, их роль в работе пролетного
строения несколько меньшая, чем верхних связей.
Промежуточные поперечные связи способствуют равномер-
ному распределению усилий от подвижной нагрузки между глав-
ными балками пролетного строения (для этого расстояние между
связями вдоль пролета назначают не более двух высот балки).
В состав опорных поперечных связей, выполняющих также функ-
ции опор ферм верхних и нижних продольных связей, входят
домкратные балки. Они предназначены для восприятия уси-
лий домкратов при подъеме и опускании пролетного строения
на монтаже и при ремонте.
После того, как вертикальная нагрузка, приложенная в плос-
кости изгиба двутавровой главной балки, достигнет опреде-
ленного предела РКр (зачастую намного меньшего предельной
силы по прочности конструкции), возможна потеря устойчи-
вости балки по изгибно-крутильной форме (общей устойчиво-
сти). Балка выпучивается в плане из плоскости изгиба и скру-
чивается (рис. 3.5, а). На общую устойчивость влияют рассто-
яния между местами закрепления сжатого верхнего пояса бал-
ки и изгибная жесткость пояса относительно вертикальной оси.
Следовательно, размер панели продольных связей и шаг попе-
речных связей лимитируются допустимой по устойчивости сво-
бодной длиной сжатого верхнего пояса главной балки.
Балочные пролетные строения железнодорожных мостов ус-
траивают, как правило, под один путь. В поперечном сечении
многопутного моста устанавливают несколько отдельных про-
летных строений. В однопутном пролетном строении обычно
достаточно двух главных балок. Расстояние между их осями
поперек моста определяется местом расположения езды, кон-
струкцией мостового полотна, поперечной устойчивостью про-
летного строения, его горизонтальной жесткостью, экономи-
ческими и другими соображениями.
Здесь мы рассматриваем пролетные строения с ездой поверху.
Главные балки в железнодорожных мостах имеют довольно боль-
шую высоту — Н =
1
12
15 J
( , но при этом обеспечивается
4453
65
Рис. 3.5. Формы потери устойчивости стальных балок со сплошной стенкой:
а — общей устойчивости сжатого пояса; б—г — местной устойчивости стенки
минимально возможное расстояние В между осями главных ба-
лок, приводящее к экономии материала проезжей части и связей.
Строительной высотой пролетного строения йстр называет-
ся расстояние от наинизшей точки конструкции до уровня
подошвы рельса на железнодорожных мостах либо до уровня
верха проезжей части на автодорожных мостах (рис. 3.6, а).
66
При компоновке схемы
мостового сооружения (см.
рис. 3.1, а) строительная вы-
сота пролетных строений
/г может влиять на назна-
чение генеральных размеров
и отметок двояко:
• если отметки насыпи на
подходах не заданы, из сооб-
ражения экономии на земля-
ных работах отметки подхо-
Рис. 3.6. Пролетные строения с по-
стоянной (а) и переменной (б) стро-
ительной высотой
дов следует назначать мини-
мальными, отложив вверх от отметки верха подмостового габа-
рита (либо от минимально возможной отметки низа конструк-
ции в пролете) строительную высоту пролетного строения;
• в случае, когда отметки подходов заданы проектировщиком
трассы, необходимо проверить, вмещается ли пролетное строение оп-
ределенной строительной высоты между заданными уровнем проез-
да и минимально возможной отметкой низа конструкции в пролете.
Снизить строительную высоту разрезного пролетного строения
возможно за счет ее уменьшения в зоне опор (h2 < /ij на рис. 3.6, б).
Балки с переменной высотой более экономичны, но сложнее в изго-
товлении и обладают несколько худшими эстетическими качествами.
Расстояние между осями главных балок В должно удовлет-
ворять условиям поперечной устойчивости пролетного строе-
ния против опрокидывания под действием горизонтальных по-
перечных сил (рис. 3.7):
или
MU
М Р В у
Z пр *п
М 'i-Q \h +h ) т
2 и _ ^-nonxcip р/ tn
М (Р+Р)В у
z v v npz 4п
(3.1)
(3-2)
где Mu, Mz — соответственно момент опрокидывающих и удерживаю-
щих сил;
67
Рис. 3.7. Расчетная схема к проверке попе-
речной устойчивости пролетного строения
W\ — ветровая нагрузка
на пролетное строение и под-
вижной состав;
бПоп—нагрузка поперечных
ударов подвижного состава;
(Лстр + ^р) — строительная
высота пролетного строения с
учетом высоты рельса;
Л” Л1р — вертикальные на-
грузки: временная и от веса про-
летного строения;
т - коэффициент условий
работы, равен 1;
В — расстояние между ося-
ми главных балок;
— коэффициент надеж-
ности по назначению, равен 1,1.
Все нагрузки — расчет-
ные с введением коэффи-
циентов их сочетания.
При назначении расстояния В между осями главных балок
необходимо также обеспечить требуемую жесткость попереч-
ного сечения пролетного строения относительно вертикальной
оси, при которой расчетный период собственных поперечных
горизонтальных колебаний не должен превышать 0,01/р (в се-
кундах) и 1,5 с, что определяется динамическим расчетом про-
летного строения.
Двутавровая форма сечения главных балок продиктована воз-
можностью их изготовления из плоских листов. Но известно,
что двутавровое сечение изгибаемой балки нерационально с
позиции полноты использования прочностных свойств мате-
риала: максимальные нормальные напряжения действуют только
в крайних фибрах поясов, тогда как в средней части стенки
уровень нормальных напряжений низок. Поэтому для эконо-
мии металла толщину вертикальной стенки стремятся делать
возможно меньшей, лишь бы она удовлетворяла ограничению
по минимальной толщине элемента (в железнодорожных мос-
тах — 12 мм) и условию прочности по касательным напряже-
ниям у опорных сечений балки.
68
Однако при тонкой стенке возникает необходимость обеспечить
ее местную устойчивость. Потеря устойчивости стенки выражает-
ся в выпучивании ее из своей плоскости в локальных зонах под
действием в общем случае трех компонентов плоского напряженно-
деформированного состояния стенки: продольных нормальных оЛ.,
поперечных нормальных о^, и касательных тху напряжений.
Основное влияние на потерю местной устойчивость стенки,
помимо уровня нормальных сжимающих напряжений <зх, ока-
зывают ее относительная толщина t/hs, соотношение размеров
a/hs, степень защемления стенки в поясах, характер распреде-
ления напряжений <5Х по высоте стенки (рис. 3.5, б). Чтобы
обеспечить местную устойчивость, стенку разделяют на пря-
моугольные отсеки шириной а и пластинки высотой /г- попе-
речными и продольными ребрами жесткости. Кроме попереч-
ных ребер, играющих роль жесткого контура пластинок стен-
ки, в балке должны быть устроены опорные ребра жесткости,
воспринимающие сосредоточенные опорные давления R и вы-
полняемые большего сечения, чем промежуточные (рис. 3.5, в).
При действии касательных напряжений х по контуру пла-
стинки потерять устойчивость стенка может от того, что при
сдвиге в пластинке по одной из диагоналей возникают рас-
тягивающие, а по другой — сжимающие напряжения, которые и
могут вызвать выпучивание стенки по волнообразным поверхно-
стям, разделенным линиями перегиба (см. рис. 3.5, в).
Кроме того, выпучивание стенки может произойти и от по-
перечных сжимающих напряжений о , передающихся ей верх-
ним поясом при действии местного давления колес подвижно-
го состава (рис. 3.5, г). Аналогично передается на стенку ниж-
ним поясом сила давления накаточных устройств при продоль-
ной надвижке пролетного строения.
Компоненты напряженного состояния <5Х, <зу и т оказыва-
ют совместное воздействие на потерю устойчивости стенки,
причем различное в разных зонах по ее длине и высоте. Но из
соображений унификации поперечные ребра жесткости разме-
щают с одинаковым шагом вдоль пролета, увязывая шаг ре-
бер с длиной панели ферм связей. Поперечные связи, как пра-
вило, размещают в плоскости поперечных ребер жесткости.
69
При малой высоте балок (до 1,2... 1,5 м) необходимости в про-
дольных ребрах жесткости может и не возникать, при большей
высоте может потребоваться установка нескольких продольных
ребер, что определяется расчетом на местную устойчивость стенки.
Устройство тонкой подребренной стенки — решение оптималь-
ное, поскольку масса конструкции минимальна. Вместе с тем трудо-
затраты и стоимость изготовления такой ребристой конструкции
могут оказаться выше, чем при более толстой стенке (20...40 мм), но
не имеющей ребер жесткости. В настоящее время подобное решение
считается рациональным во многих зарубежных фирмах, где его
широко используют в мостах любого типа, получая пусть и более
металлоемкие, но простые в изготовлении балки.
В 1930-е—1950-е гг. в СССР были распространены клепаные
пролетные строения со сплошной стенкой. Серия таких балок
включала пролеты расчетной длиной 18,2,23, 27 и 33,6 м. В качестве
примера на рис. 3.8 показаны фрагменты конструкции пролет-
ного строения расчетным пролетом 18,2 м по типовому проекту
Лентрансмостпроекта 1950-х гг. под нагрузку Н8.
Клепаные пролетные строения применяли с мостовым полот-
ном на деревянных поперечинах, уложенных непосредственно
на верхние пояса главных балок (см. рис. 3.2). Последние состо-
яли из сплошного вертикального листа толщиной 10... 12 мм,
поясных уголков и набора горизонтальных листов толщиной
не более 20 мм каждый, число которых увеличивалось к середи-
не пролета в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Ма-
териалом пролетных строений была малоуглеродистая сталь
марки Ст.З с пределом текучести 230...240 МПа.
Недостатки клепаных конструкций — большой объем сверления
отверстий, кузнечных и клепальных работ, дополнительные затра-
ты металла на элементы скрепления деталей (поясные уголки, про-
кладки и др.). Сейчас металлоконструкции изготавливают на заво-
дах преимущественно не на заклепках, а при помощи электросвар-
ки, что позволяет снизить расход металла и трудозатраты изготов-
ления (см. п. 2.3). Один из типовых проектов заводских сварных
пролетных строений был выпущен институтом Ленгипротрансмост
в 1971 г. К настоящему времени по нему изготовлены и эксплуати-
руются на сети железных дорог сотни таких пролетных строений.
70
в
Рис. 3.8. Фрагменты клепаного пролетного строения расчетным пролетом
18,2 м: а — вид по фасаду; б — план; в — поперечный разрез в пролете
(О — заводская заклепка диаметром 23 мм)
71
Конструкции расчетным пролетом 18,2...33,6 м под нагрузку
С14 одинаковы для обычных и северных климатических усло-
вий, но для северных условий оговаривают дополнительные тре-
бования к маркам сталей и окраске пролетных строений.
Все пролетные строения серии — цельноперевозимые, со свар-
ными главными балками (рис. 3.9). Главные балки состоят из
вертикальных стенок толщиной 12 мм и поясов из одного или
двух листов. Высота главных балок определяется требованиями
к вертикальной жесткости пролетных строений и условиями их
транспортировки и монтажа консольным краном ГЭПК-130У.
Но приоритет ограничения жесткости над прочностью конст-
рукции привел к тому, что максимальные нормальные напряже-
ния в середине пролета балок не превышают 194 МПа (при
расчетном сопротивлении 280 МПа для стали 15ХСНД).
Для всех пролетов серии принята унифицированная решет-
ка связей (рис. 3.10). Заводские соединения связей из уголков
90 х 90 х 9 мм с ребрами жесткости и на фасонках с главными
балками выполнены на заклепках диаметром 23 мм. Примене-
ние в сварной конструкции заклепочных соединений продик-
товано желанием заводов-изготовителей устранить большое чис-
ло мелких, но в то же время весьма ответственных, узлов свар-
ных соединений. Верхние и нижние продольные связи смеще-
ны по высоте относительно поясов, что вызвано стремлением
избежать ослабления поясов отверстиями для заклепок и ис-
ключить соприкасание со связями деревянных мостовых бру-
сьев, прирубаемых к верхнему поясу.
Обследование многих пролетных строений данного типово-
го проекта выявило в них разрушения, снижающие несущую
способность конструкции — горизонтальные трещины стенок
главных балок в местах обрывов сварных швов прикрепления
поперечных ребер жесткости. Причинами появления трещин, име-
ющих усталостный характер, являются поперечный изгиб стен-
ки за счет кручения поясов при смещении связей относительно
поясов, высокие остаточные сварочные напряжения в местах
обрыва ребер жесткости и др. Отметим, что аналогичные по-
вреждения имеют массовый характер и в сплошных балках сталь-
ных железнодорожных мостов во многих зарубежных странах.
72
2836
Рис. 3.9. Пролетное строение расчетным пролетом 33,6 м со сварными глав-
ными балками для железнодорожных мостов по типовому проекту 1971 г.:
а — общий вид; б — поперечные разрезы (мостовое полотно не показано);
в — узел прикрепления продольных связей к стенке балки
73
Рис. 3.10. Схемы связей в пролетных строениях со сварными главными
балками пролетами 18,2...33,6 м
В откорректированном типовом проекте 1991 г. (шифр 821 К,
табл. 3.1) листовые ребра жесткости, привариваемые к стенке,
заменены уголковыми ребрами жесткости сечением 200 х 125 х
х 12 мм, прикрепляемыми к стенке высокопрочными болтами
диаметром 22 мм1. Чтобы исключить кручение поясов, их же-
стко соединяют болтами с выступающими полками ребер же-
сткости уголковыми коротышами сечением 125 х 125 х 12 мм
(рис. 3.11). Уголковые ребра жесткости ставят с внутренней
стороны балок (по расчету устойчивости стенки) и дополни-
тельно — с внешней стороны в местах установки тротуарных
консолей.
Итак, в последнем типовом проекте сплошностенчатых про-
летных строений с безбалластным полотном существенно от-
ступили от цельносварных конструкций — сварными оста-
1 В качестве альтернативы высокопрочным болтам применяют заводс-
кие заклепки. Причины этого объяснены в п. 2.3.
74
Таблица 3.1
Основные характеристики типовых пролетных строений
со сплошными стенками
Пол- ная длина, м Расчет- ный пролет, м Высота главной балки, м Строи- тельная высота, м Ши- рина, м Масса металла, т Объем бетона плиты проезжей части, м3
основ- ных конст- рукций МОСТО- ВОГО полот- на и пр. опор- ных частей
Типовой проект инв. № 821 -К (ЛГТМ, 1991 г.), езда поверху на безбалласгных плитах
18,8 18,2 1,4 1,68 2,0 21,6 6,9 2,2 20,5
23,6 23,0 2,0 2,28 2,0 29,1 9,7 2,2 25,7
27,6 27,0 2,0 2,33 2,0 43,2 13,6 3,2 30,1
34,2 33,6 2,5 2,84 2,0 66,1 17,0 3,2 37,3
Типовой проект инв. № 563 (ГТМ, 1967 г.), езда понизу на безбалластных плитах
18,9 18,2 2,0 0,80 5,6 45,5 10,8 2,2 20,5
23,7 23,0 2,0 0,80 5,6 58,9 14,4 2,2 25,7
27,7 27,0 2,5 0,80 5,6 72,3 18,1 3,2 30,1
34,3 33,6 2,5 0,82 5,6 96,3 19,9 3,2 37,3
Типовой проект серия 3.501.2-143 (инв. № 1298, ГТМ, 1987 г.), езда 1 юверху на балласте
34,1 33,6 2,5 3,04 2,3 73,9 18,7 3,2 —
45,7 45,0 3,5 3,72 2,3 116,2 23,7 3,9 —
55,8 55,0
лись только главные балки. Возросла металлоемкость и тру-
доемкость заводского изготовления конструкций, но внесен-
ные изменения повысили усталостную прочность, долговеч-
ность и надежность пролетных строений. И все же типовой
проект 1991 г. следует рассматривать как временный, пока
не будут найдены рациональные и надежные решения цель-
носварной конструкции.
Из-за того, что основной причиной образования усталост-
ных трещин в стенках балок является изгиб стенки вследствие
кручения поясов, совершенствование конструкции ведется в сле-
дующих направлениях: ликвидация кручения поясов, обеспе-
чение свободы кручения поясов независимо от стенки и др.
Примером первого направления является устройство стенок
75
Рис. 3.11. Фрагмент конструкции пролетного строения пролетом 33,6 м
со сварными главными балками и ребрами жесткости на болтах
(заклепках) для железнодорожных мостов по типовому проекту 1991 г.
из гофрированного металла, второго — балки со «свободны-
ми» поясами, к которым не крепят ребра жесткости.
Традиционная форма цельноперевозимых пролетных стро-
ений из двух двутавровых главных балок, объединенных угол-
ковыми связями, наряду с относительной простотой конст-
рукции имеет и ряд недостатков. Помимо отмеченных выше
76
к их числу следует отнести: многоэлементность, необходи-
мость устройства раздельного мостового полотна, недоста-
точную защищенность несущих элементов от коррозии и
др. Поэтому в мировой и отечественной практике постоян-
но совершенствуют существующие конструкции и создают
новые формы.
Одно из направлений состоит в применении коробчатых
пролетных строений с верхним поясом в виде ребристого на-
стила, непосредственно к которому крепят рельсы. Отечествен-
ными специалистами предложен ряд решений, в одном из ко-
торых коробка состоит из двух двутавровых балок, к поясам
которых на высокопрочных болтах или сварке присоединены
горизонтальные ребристые плиты (рис. 3.12). Верхняя опира-
ется двумя тавровыми ребрами на поперечные двутавровые
балки, прикрепляемые ВПБ к поперечным ребрам жесткости
стенок с шагом 2...2,5 м. Листовые продольные ребра верхней
и нижней плит необходимы для набора рассчитанной площа-
ди поясов коробки, а также для обеспечения общей устойчи-
вости листа верхнего сжатого пояса. В опорных сечениях ко-
робка закрывается торцевыми сплошными листами с монтаж-
ными люками. Она полностью изготавливается в заводских
условиях, на монтаже только требуется прикрепить к ней тро-
туары. Перечислим достоинства коробчатых пролетных стро-
ений: максимальная заводская готовность, высокая вертикаль-
ная, горизонтальная и крутильная жесткость, защита внутрен-
ней полости коробки от коррозии, повышение долговечности
и снижение эксплуатационных расходов. Применение таких про-
летных строений особенно целесообразно при строительстве в
труднодоступных районах с холодным климатом.
При создании отечественных сварных коробчатых конст-
рукций учли опыт зарубежных стран, прежде всего Германии,
где еще в 1960-е гг. было построено большое число сооруже-
ний данного типа. В качестве интересного примера приведем
разрезное балочное пролетное строение моста через реку Эм-
мер у Бад Пирмонт (рис. 3.13). Пролетное строение под два
железнодорожных пути выполнено в виде одной сварной
коробки с наклонными стенками при непосредственном при-
77
Рис. 3.12. Поперечные разрезы болтосварного коробчатого пролетного
строения расчетным пролетом 33.6 м с непосредственным прикреплени-
ем рельсов к верхнему поясу коробки: а — в пролете; б — на опоре
креплении рельсов пути к листу верхнего пояса. Для опирания
рельсов внутри нее устроены две вспомогательные треуголь-
ные коробки. Вся конструкция укреплена штампованными про-
дольными ребрами и поперечными диафрагмами. Коробчатая
балка высотой 3,5 м (1/15,4 пролета) на концах уменьшается
до высоты вспомогательных треугольных коробок — 1,72 м.
Полная масса конструкции — 245 т (350 кг/м2). Интересным
приемом использования материала является применение так
78
в
Рис. 3.13. Железнодорожный двухпутный мост через реку Эммер у г. Бад
Пирмонт (Германия) со стальным коробчатым пролетным строением:
а — фасад; 6 — поперечный разрез в середине пролета; в — то же, на опоре
79
называемой бистальной конструкции', устройство верхней (ме-
нее напряженной) части балки из менее прочной стали St31, а
нижней (более напряженной) — из низколегированной стали
повышенной прочности St 52
Вместе с тем отметим, что применение сталей повышенной
и высокой прочности в коробчатых конструкциях, призван-
ное экономить металл, может быть малоэффективным, посколь-
ку в железнодорожных мостах сечения главных несущих эле-
ментов часто лимитируются условием жесткости конструк-
ции f < /ijm. В этом случае конструкция оказывается суще-
ственно «недонапряжена».
3.3. Пролетные строения с ездой поверху на балласте
Балластное мостовое полотно обладает существенными до-
стоинствами: однотипность верхнего строения пути на земля-
ном полотне и искусственном сооружении, что позволяет ме-
ханизировать укладочные и путсремонтные процессы; более
благоприятные условия для укладки на мосту бесстыкового
рельсового пути; возможность установки пролетных строений
в кривых участках пути; уменьшение за счет поглощающих
свойств балластного слоя динамических воздействий подвиж-
ного состава на элементы пролетного строения; снижение уровня
шума в системе «мост—поезд». В то же время главным недо-
статком балластного полотна является повышенный собствен-
ный вес, составляющий для одного пути порядка 40 кН/м. Тем
не менее, как показывает опыт, этот тип полотна может быть
эффективным и для цельнометаллических пролетных строений
с ездой поверху. В качестве поддерживающей конструкции бал-
ластного слоя —- балластного корыта — в пролетных строени-
ях рассматриваемого типа применяют железобетонную либо
металлическую конструкцию.
В разрезных балочных пролетных строениях железобетон-
ное балластное корыто целесообразно использовать не только
как поддерживающую путь, но и в качестве верхнего сжатого
1 Цифра в обозначении марки стали, принятом в Германии, соответ-
ствует пределу ее прочности в кгс/мм2.
80
пояса основной несущей конструкции — главных балок. Та-
ким образом формируется изделие из комбинированного ма-
териала — сталежелезобетона (см. главу 5).
При разработке отечественных пролетных строений также
во многом учитывался зарубежный опыт, особенно Германии,
где еще в 1950-е—1970-е гг. было возведено много конструк-
ций как с двутавровыми, так и с коробчатыми главными бал-
ками, однопутных и двухпутных, при длине пролетов разрез-
ной балочной системы от 20 до 50 м.
При создании коробчатых пролетных строений с ездой по-
верху исходили из тех же соображений, что и при проектиро-
вании пролетов с безбалластным полотном: замкнутое сечение
коробки образуют две вертикальные либо наклонные стенки,
лист настила корыта и нижняя плита, играющие роль поясов
главной балки и продольных связей. Ио в отличие от непос-
редственного прикрепления рельса к поясу балки, постоянные
и временные нагрузки при балластном полотне распределяют-
ся по всей площади настила. В таком случае его выполняют в
виде так называемой ортотропной плиты.
Ортотропная плита представляет собой сварную конструк-
цию из плоского стального листа, усиленного продольными
ребрами (стрингерами) и поперечными ребрами (балками). По-
скольку продольные и поперечные ребра имеют разное сече-
ние и располагаются с разным шагом, такая конструкция об-
ладает разной жесткостью в двух ортогональных направлени-
ях, из-за чего и называется ортотропной.
В отличие от ортотропной плиты проезжей части, работаю-
щей на пространственный изгиб и осевые силы, нижняя ребри-
стая плита коробчатых сечений, будучи поясом балки, испыты-
вает только растяжение или сжатие, а ее продольные и попереч-
ные ребра служат для обеспечения общей устойчивости плиты.
Взаимное расположение ребер ортотропной плиты может
быть двухъярусным (рис. 3.14, а) или одноярусным (рис. 3.14, б).
В первом случае к покрывающему листу на заводе приварива-
ют только продольные ребра, опирающиеся на расположенные
снизу двутавровые поперечные балки, прикрепляемые на мон-
таже к вертикальным стенкам главных балок. Монтажные со-
6—9453
81
a
б
в
pr'^IFTF'
250—300
350440
400 450
400 450
LlFLFLF
600 700
600 700
400—450
500 6(Ю
Рис. 3.14. Типы ортотропных плит: а — двухъярусная; б — одноярусная;
в — типы продольных ребер
единения продольных ребер с поперечными балками обычно
выполняют на ВПБ.
Во втором случае покрывающий лист подкрепляют приваркой
к нему как продольных (рис. 3.14, в), так и поперечных ребер,
верхние кромки которых расположены в одном уровне. При этом
продольные пропускают сквозь вырезы в стенках поперечных и,
как правило, объединяют ребра в этих зонах с помощью сварки.
В обоих случаях покрывающий лист соединяют с верхним
поясом (или с вертикальной стенкой) главной балки сваркой
82
либо ВПБ. Узлы соединения поперечных ребер или балок с глав-
ными балками (как заводские, так и монтажные) за рубежом
выполняют сварными или болтовыми, а в отечественной прак-
тике — только на болтах, учитывая снижение несущей способно-
сти узла из-за пониженной выносливости сварных соединений.
В большинстве зарубежных пролетных строений с ездой на
балласте используют одноярусные ортотропные плиты с пла-
стинчатыми, тавровыми, уголковыми и треугольными продоль-
ными ребрами, Хорошим решением является пропуск пластин-
чатых ребер через узкую калиброванную щель в стенке попе-
речного ребра без устройства сварных соединений во избежа-
ние концентрации напряжений. Стенки же более мощных тав-
ровых продольных ребер обязательно сваривают со стенками
поперечных с обеих сторон двухсторонними швами, причем с
одной стороны — с разделкой кромок и полным проваром
шва. Для снятия концентрации напряжений выполняют выре-
зы специальной фигурной формы.
Одноярусные плиты по сравнению с двухъярусными при
прочих равных условиях имеют меньшую металлоемкость.
Однако непосредственная приварка к покрывающему листу
взаимно ортогональных ребер обуславливает повышенную
концентрацию напряжений в местах сварных соединений ре-
бер между собой и в концевых частях вырезов в стенках по-
перечных ребер. В условиях значительных динамических воз-
действий поездной нагрузки это может явиться причиной по-
явления усталостных повреждений. Поэтому в отечественных
железнодорожных мостах в основном применяют двухъярус-
ные ортотропные плиты с тавровыми продольными ребрами.
В 1987 г. институтом Гипротрансмост разработан типовой
проект коробчатых пролетных строений с балластным коры-
том из двухслойной коррозионно-стойкой стали с расчетным
пролетом 33,6 и 45 м (см. табл. 3.1). Отметим, что конструк-
ции длиной свыше 45 м получаются неэффективными, поэтому
до сих пор их не применяют: из-за ограничений по прогибу не
удается обеспечить высоту коробки, отвечающую условиям
перевозки (не более 3,6 м), что требует устройства продоль-
ных монтажных стыков по стенкам, материал коробчатой бал-
ки существенно недоиспользуется по прочности.
83
Коробчатый блок пролетного строения длиной 33,6 м вы-
полняется полной заводской готовности, цельноперевозимый,
а длиной 45 м — имеет посередине монтажный стык на ВПБ.
Консольные блоки ортотропных плит и тротуары присоединя-
ют на монтаже также ВПБ. Конструкции выпускают с балла-
стным корытом шириной 4,2; 4,55 и 4,9 м (для разных усло-
вий). Коробчатые балки могут устанавливаться на опоры це-
ликом консольным краном ГЭПК-130, возможен также мон-
таж стреловыми кранами либо надвижкой.
На рис. 3.15 показана конструкция пролетного строения
длиной 33,6 м. Балластное корыто в виде двухъярусной ортот-
ропной плиты выполнено из двухслойной коррозионно-стойкой
стали марки 09Г2С (основной слой толщиной 10 мм) + 12Х18Н10Т
(плакирующий слой нержавеющей стали толщиной 2 мм, сопри-
касающийся с балластом). Несущие элементы коробки изго-
тавливают из сталей марок 15ХСНД (обычное исполнение),
15ХСНД-2 и 10ХСНД-3 (северное исполнение).
Верхний лист коробки подкреплен четырьмя ребрами таврового
сечения, которые опираются и прикрепляются ВПБ на сварные
поперечные балки двутаврового сечения, установленные с шагом
около 2 м по длине пролета. Поперечные балки присоединяют болтами
к поперечным ребрам жесткости вертикальных стенок. Нижний лист
коробки шириной 2740 мм имеет в соответствии с эпюрой матери-
алов переменную толщину от 12 до 20 мм. Для исключения местной
вибрации листа по его середине установлено продольное полосовое
ребро жесткости, подкрепляемое уголковыми поперечными связя-
ми. Торцы коробки закрыты сплошными поперечными диафрагма-
ми с закрываемыми люками для доступа внутрь.
На сети железных дорог России эксплуатируют несколько
десятков пролетных строений длиной 33,6 м. Эффективность их
применения, несмотря на повышенную металлоемкость, состоит
в универсальности, быстроте монтажа, высоких эксплуатацион-
ных качествах. Вместе с тем, как показали обследования, двухъя-
русная ортотропная плита, использованная в типовом проекте
Гипротрансмоста 1987 г., тоже не свободна от усталостных раз-
рушений: обнаружено образование выколов в верхних полках
поперечных балок в местах опирания продольных ребер плиты.
84
A—A
В—В (верхнее строение пути не показано)
Г—Г
¥ ¥
Рис. 3.15. Схема коробчатого пролетного строения расчетным пролетом
33,6 м из коррозионно-стойкой стали с балластным мостовым полотном:
а — общий вид; б — поперечный разрез в пролете; в — то же, на опоре
Отмеченные факты свидетельствуют о недостаточной надеж-
ности двухъярусных плит балластного корыта в той конструк-
тивной форме, которая в последние годы в России считается
предпочтительной, и о необходимости дальнейшего совершен-
ствования конструкции стальных коробчатых пролетных стро-
ений с ездой поверху на балласте.
85
Стремление избавиться от перечисленных недостатков, а также
от дефицитной коррозионно-стойкой стали балластного корыта,
привело к разработке ГУП Гипротранспуть при научном руко-
водстве специалистов Всероссийского научно-исследовательского
института железнодорожного транспорта (ВНИИЖТ) нового ти-
пового проекта (инв. № 2210), утвержденного МПС в 2002 г.
В составе проекта имеется серия стальных пролетных стро-
ений с ездой на балласте расчетными пролетами 18,2; 23; 27;
33,6 м (табл. 3.2, рис. 3.16). Пролетные строения запроектиро-
ваны в обычном и северном исполнениях и предназначены для
установки на мостах, расположенных на однопутных и двух-
путных (с междупутьем 4,2 м) линиях со скоростями движения
до 200 км/ч, в том числе в районах с сейсмичностью до 9 бал-
лов включительно.
Таблица 3.2
Основные характеристики стальных пролетных строений
со сплошными стенками и ездой на балласте
по типовому проекту инв. № 2210
Расчетный пролет Zp, м Полная длина 1, м Ширина В, м Строительная высота /гстр, м Высота главных балок /?с, м Масса металла, т*
18,2 18,9 2 2,16 1,38 38
23 23,8 2 2,76 1,98 53
27 27,8 2 2,76 1,98 65
33,6 34,4 2 3,28 2,48 90
*) Масса металла зависит от конкретного исполнения, поэтому в таблице
указана средняя па пролетное строение.
Однопутные пролетные строения предназначены для использо-
вания на прямых и кривых участках пути с радиусом кривой бо-
лее 600 м и уклонами до 10 %о. Пролетные строения для двухпут-
ных линий следует устанавливать только на прямых участках.
Цельносварные главные балки П-образного сечения состо-
ят из двух вертикальных стенок, листа верхнего пояса и двух
горизонтальных листов нижнего пояса. Чтобы обеспечить ус-
тойчивость, стенки балок укреплены внутренними диафрагма-
ми, расставленными с шагом по длине пролета 2...2,5 м, на
которые опирается лист верхнего пояса. С наружной стороны
86
1520
Рис. 3.16. Поперечные разрезы пролетного строения по типовому проекту инв. № 2210: а — на опоре;
в пролете; 1 — главная балка; 2 — консольная часть ортотропной плиты; 3 — служебный проход;
убежище; 5 — кабельный мостик; б— смотровой ход
87
стенки балок укреплены продольными ребрами жесткости и
поперечными ребрами в местах расположения внутренних ди-
афрагм, предназначенными для крепления консольных частей
балластного корыта и наружных смотровых ходов. Основные
конструкции изготовлены из сталей 15ХСНД и 10ХСНД в
зависимости от исполнения.
Верхний пояс балок, являющийся днищем балластного ко-
рыта, представляет собой лист, сваренный продольным швом
из двух частей. Он имеет уклоны в 3 % от оси пути к краям для
отвода воды. Между внутренними диафрагмами лист верхнего
пояса подкреплен четырьмя листовыми продольными ребрами
жесткости высотой 360...375 мм, которые присоединены к ди-
афрагмам сварными швами.
Таким образом формируется цельносварной заводской цель-
нопролетный блок длиной от 18,9 до 34,4 м. Перевозка пролет-
ных строений производится на сцепе из двух железнодорожных
платформ грузоподъемностью по 60 т, оборудованных турнике-
тами. Монтаж блоков предусмотрен консольными (ГЭПК-130У)
и стреловыми кранами, а также способом продольной надвиж-
ки. Максимальная монтажная масса блока (/р = 33,6 м) — 78 т.
После монтажа основного блока присоединяют консольные
части ортотропной плиты, каждая из которых разбита на от-
дельные блоки, стыкуемые на накладках и болтах. К консоль-
ным частям балластного корыта крепятся консоли тротуаров
с тротуарным настилом. Для прокладки коммуникаций на
пролетных строениях предусматриваются кабельные мостики.
При устройстве днища балластного корыта из листа с обыч-
ной (не коррозионно-стойкой) сталью в данном проекте при-
менено комплексное покрытие, состоящее из металлизацион-
но-лакокрасочного, защитно-сцепляющего и защитно-вырав-
нивающего слоев. Для повышения производительности труда
и исключения сезонности такие комбинированные покрытия
целесообразно нанести на заводах.
Металлизационно-лакокрасочный слой состоит из цинко-
вого покрытия толщиной 200 мкм, наносимого холодным спо-
собом, и пропитывающего эпоксидного (грунтовки) Icosit EG\
толщиной 40...60 мкм. Защитно-сцепляющий слой состоит из
88
эпоксидно-полиуретановой композиции Elastomastik TF (4...5 мм)
с посыпкой кварцевым песком или электрокорундом для повы-
шения износостойкости композиции. Защитно-выравнивающий
слой выполняется из асфальтобетона толщиной не менее 10 мм
над выступающими частями болтов соединения консольных
частей ортотропных плит.
Как видим, в данном типовом проекте от двухъярусной
ортотропной плиты балластного корыта перешли к сварной
одноярусной конструкции с листовыми продольными ребра-
ми. Но, заметим, что и такое решение может неблагоприятно
проявить себя в дальнейшей эксплуатации. Дело в том, что
сварные швы в местах пересечения низа покрывающего листа,
верха поперечных диафрагм и продольных ребер представля-
ют собой места значительной концентрации напряжений. В этих
узлах следует избегать пересечения сварных швов и выпол-
нять их с полным проваром.
3.4. Пролетные строения с ездой понизу
В ряде случаев, таких, как строительство путепроводов
в стесненных городских условиях, а также когда по техни-
ческим, экономическим или иным соображениям требуется
снизить отметки насыпей на подходах, необходимо приме-
нять пролетные строения с уменьшенной строительной
высотой ЛСТр- Сделать это в сплошностенчатых балках с
ездой поверху сложно, так как их высота, в основном, оп-
ределяется условиями прочности и деформативности. Вы-
ходом из положения может быть пропуск поездов не над
главными балками, а между балками, раздвинутыми на со-
ответствующую ширину, т.е. при езде понизу.
При этом наименьшее расстояние между главными балка-
ми определяется шириной габарита приближения конструк-
ций. Для однопутных железнодорожных мостов оно состав-
ляет не менее 5,5...5,8 м, что, в свою очередь, требует выпол-
нения опор более широкими, чем при езде поверху. Данное
соображение всегда следует иметь в виду, поскольку необхо-
димо добиваться эффективности решений не только пролет-
ного строения, но и моста в целом.
89
Конструкция главных балок в рассматриваемом пролетном
строении не имеет принципиальных отличий от случая езды
поверху (см. п. 3.2). Их характерная особенность состоит в
отсутствии верхних продольных связей, мешающих езде пони-
зу. Продольные связи можно устанавливать только по ниж-
ним поясам. При отсутствии связей верхние сжатые («откры-
тые») пояса главных балок имеют большую свободную длину,
что по условию общей устойчивости требует назначения более
мощных их сечений. К примеру, ширина поясных листов в
типовом пролетном строении длиной 27,6 м принята равной
650 мм вместо 490 мм в строении той же длины с ездой повер-
ху. Устойчивость верхних поясов можно повысить также за
счет устройства поперечных полурам в вертикальных плоско-
стях поперечных балок.
Из-за большого расстояния между главными балками воз-
никает необходимость в устройстве балочной клетки проез-
жей части, состоящей из продольных и поперечных балок.
Нагрузка от подвижного состава передается через мостовое
полотно на продольные балки, которые, в свою очередь, пере-
дают ее на поперечные, а те — на главные балки. Строитель-
ная высота при этом не зависит от длины пролета, она опре-
деляется, главным образом, конструкцией проезжей части.
Необходимость в балочной клетке и специфическая работа
верхнего пояса в пролетных строениях с ездой понизу приво-
дят к повышенной в полтора—два раза металлоемкости по
сравнению с пролетными строениями с ездой поверху при той
же длине пролета (см. табл. 3.1), что является «платой» за
пониженную строительную высоту. Но в этом случае ничто не
препятствует устройству главных балок наиболее рациональ-
ного очертания — с переменной высотой, отвечающей эпюре
изгибающих моментов в балке.
Обеспечить минимальную металлоемкость пролетных стро-
ений с ездой понизу возможно за счет оптимальной по весу
балочной клетки. Единственным ее фиксированным парамет-
ром является пролет поперечной балки. Количество продоль-
ных балок и их пролет (определяющие шаг поперечных балок
и нагрузку на них), в принципе, произвольны, т.к. поперечные
90
балки могут крепиться к главным балкам в любом месте. При
этом стремятся к минимальной строительной высоте балочной
клетки, которая ограничена допустимым прогибом балок. По
минимуму высоты премущество имеет проезжая часть с распо-
ложением продольных и поперечных балок в одном ярусе, хотя
по сравнению с двухъярусной клеткой это создает конструк-
тивные сложности.
При увеличении шага поперечных балок возрастает пролет
и соответственно масса металла продольных балок, но снижа-
ют число и масса металла поперечных балок. С уменьшением
шага наблюдается обратный процесс. Таким образом, можно
найти оптимальный по минимуму массы балочной клетки шаг
поперечных балок. Эта задача была решена Н.С. Стрелецким
еще в 20-х гг прошлого века.
Мостовое полотно, устраиваемое на балочной клетке, мо-
жет быть любого типа: как безбалластное, так и с ездой на
балласте, с присущими каждому типу достоинствами и недо-
статками, о которых говорилось выше. В типовом проекте
пролетных строений с ездой понизу, разработанном Гипрот-
рансмостом в 1967 г., принято безбалластное мостовое полот-
но с ездой на деревянных поперечинах или железобетонных
плитах. Проект также включает серию балок длиной 18,2; 23;
27 и 33,6 м (см. табл. 3.1). Относительная высота главных балок
при езде понизу принимается несколько большей, чем при езде
поверху — (1/9... 1/13) /₽, но строительная высота /1стр состав-
ляет всего 0,82...0,84 м. Для примера на рис. 3.17 показаны
фрагменты пролетного строения пролетом 18,2 м.
Поскольку в рассматриваемых строениях высота главных
балок и строительная высота независимы, главные балки можно
выполнять произвольной высоты из углеродистой, относи-
тельно малопрочной, но дешевой стали. Так и поступили авторы
типовой конструкции, применив сталь марки 16 (в северных ус-
ловиях ее заменяют сталью 10Г2С1Д). Продольные балки про-
езжей части также выполнены из стали 16Д, а поперечные —
из стали марки 15ХСНД или 10Г2С1Д.
Стык продольных и поперечных балок при одноярусном рас-
положении аналогичен балочной клетке решетчатых пролетных
91
Р. 200 х 12 х 2020
92
в
Рис. 3.17. Конструкция пролетного строения железнодорожного моста
с ездой понизу по типовому проекту 1967 г.: а — внутренний фасад главной
балки; б — план; в — поперечный разрез в пролете; г — конструкция
проезжей части
93
д
План
Окончание рис, 3.17: д — узел соединения балок проезжей части
94
строений. Исключение составляют нижние пояса балок, где в
качестве накладок используют горизонтальные фасонки продоль-
ных связей. Продольные связи раскосной системы крепят также
непосредственно к нижним поясам главных балок. Узел прикреп-
ления поперечных балок к стенкам главных балок парными угол-
ками такой же, как в решетчатых пролетах. Особенность состо-
ит в том, что для удобства сборки один уголок приклепывают к.
стенке на заводе, а другой прикрепляют на монтаже высокопроч-
ными болтами.
В силу негабаритности конструкции главные балки и балки
проезжей части поставляют отдельными элементами. Затем
пролетное строение собирают и устанавливают на опоры в
полном сборе обычно консольным краном ГЭПК-130У либо
стреловыми кранами.
Одним из недостатков пролетных строений с ездой понизу
является сложность выполнения ремонтных работ мостового
полотна при эксплуатации. Для повышения долговечности
мостового полотна его могут выполнять на металлических
поперечинах. Они состоят из парных швеллеров № 20, связан-
ных поверху горизонтальными листами. Между рельсами уло-
жен настил из рифленого листа шириной 700 и толщиной
5 мм. Тротуары в виде сборных ребристых железобетонных
плит отделены от проезда и опираются на поперечные балки.
Устройство пути на металлических поперечинах позволяет
снизить расходы по его содержанию. Однако и без того высо-
кий расход металла увеличивается более чем на 500 кг на 1 м
моста, усложняется устройство автоблокировки, возрастает шум
при проходе поездов.
Глава 4. Балочные пролетные строения
со сплошными стенками
автодорожных и городских мостов
4.1. Основные типы пролетных строений
В мостах под автодорожную нагрузку пролеты менее 30 м
изготавливают из железобетона. В диапазоне длин 30...80 м
между собой конкурируют железобетонные и сталежелезобе-
тонные строения, а область рационального применения сталь-
ных пролетных строений — длины пролетов свыше 80 м.
Положение поездной нагрузки в поперечном сечении же-
лезнодорожного моста фиксировано рельсами пути. В автодо-
рожных мостах безрельсовый транспорт может проезжать в
любом месте проезжей части. Поэтому здесь необходимо обес-
печить поверхность езды. Ширина железнодорожных мостов
определяется числом путей (как правило, один -два), а на ав-
тодорогах зависит от перспективной интенсивности движения,
определяющей их категорию. Ширина габарита проезжей ча-
сти составляет от 4,5 до 26,5 м для дорог соответственно с V
по I категории (одна шесть полос движения). В городских
мостах к этому могут добавляться два трамвайных габарита,
велодорожки и другие элементы, а ширина тротуаров назна-
чается не менее 1,5 м с каждой стороны и кратна 0,75 м.
В настоящее время постоянные железнодорожные мосты
проектируют под нагрузку С14, прогнозируемую на отдален-
ную перспективу и на 40...50 % превышающую современные
нагрузки (С9—СЮ). Временные нагрузки автодорожных мос-
тов (типа АК и НК) близки к реальным транспортным сред-
ствам. Однако по схеме загружения моста временными нагруз-
ками наблюдается полная противоположность: более реально
сплошное загружение моста длинным поездом, нежели колон-
нами тяжелых грузовых автомобилей. Столь же малореально и
загружение автодорожных (но не городских) мостов сплошной
нагрузкой тротуаров. Следовательно, автодорожные мосты имеют
довольно большие запасы прочности по временным нагрузкам.
96
Подвижные нагрузки АК значительно легче, чем нагрузки
СК мостов под железную дорогу, особенно это сказывается в
больших пролетах. Причем динамические составляющие воз-
действий на мосты поездных нагрузок считаются намного
большими, чем нагрузок от автомобилей. Поэтому в автодо-
рожных мостах возникают меньшие усталостные повреждения
металлоконструкций и можно более широко применять цель-
носварные элементы. Но с ростом во всем мире интенсивности
движения тяжелого автотранспорта в виде специальных трей-
леров и фур (соответствующих нагрузке А15 и выше) пред-
ставления такого рода были в значительной мере поколебле-
ны. В мостах под автодорогу допустимы существенно боль-
шие упругие деформации от временных нагрузок, нежели в же-
лезнодорожных мостах (допускается /фп/7 = 1/320...1/400 про-
тив 1/600... 1/800).
В XIX в. и в первой половине XX в. в больших автодо-
рожных мостах применяли преимущественно решетчатые про-
летные строения с ездой понизу, аналогичные железнодо-
рожным мостам. Но такие конструкции неблагоприятны в
архитектурном отношении, слабо защищены от ударов ав-
томобилей о решетку ферм, не допускают уширения габа-
рита проезда. Учитывая отмеченные выше требования к же-
сткости пролетных строений автодорожных мостов, можно
допустить возможность применения в них сплошностенча-
тых балочных пролетных строений даже при длине проле-
тов до 250...300 м (см. главу 1).
Однако с увеличением длины возрастают усилия в бал-
ках. Для облегчения поясов (чтобы сечение в сварных кон-
струкциях делать не более чем из двух листов) и по усло-
вию обеспечения нормативного прогиба приходится назна-
чать высоту балок свыше 4 м. При этом конструкция сплош-
ных главных балок существенно усложняется: по условиям
перевозки и монтажа возникает необходимость в устрой-
стве продольного стыка вертикальной стенки (рис. 4.1, а),
необходима установка большого числа дополнительных
ребер жесткости, возрастает материалоемкость балок, так-
же ухудшается внешний вид моста.
7—9453
97
Рис. 4.1. Общий вид, расчетные схемы, деформации, эпюры изгибаю-
щих моментов разрезной (а) и неразрезной (б) балок; схемы опира-
ния балочных разрезных (в) и неразрезных (г) пролетных строений
на промежуточную опору
98
Преодолеть указанные трудности можно, в частности, за
счет применения балочной неразрезной системы. Как извест-
но, в неразрезных балках расчетные положительные моменты
существенно ниже, чем в аналогичных разрезных (рис. 4.1, б).
Уменьшение усилий позволяет применять более экономичные
сечения, снизить строительную высоту и увеличить перекры-
вающую способность балок. Неразрезная система предполага-
ет применение эффективных способов монтажа пролетных стро-
ений: навесного, продольной надвижки и др.
Достоинство данной системы также в том, что она создает
благоприятные условия работы промежуточных опор. В много-
пролетных мостах с разрезными балками на каждой промежу-
точной опоре располагают по две опорные части, что определя-
ет размеры подферменной площадки и тела опоры (рис. 4.1, в).
При неразрезном пролетном строении на ней располагается лишь
одна (рис. 4.1, г). От временной нагрузки, расположенной на
одном разрезном пролете, опора работает на внецентренное
сжатие; при неразрезном, независимо от расположения времен-
ной нагрузки, она передается на опору центрально. Все это
позволяет применять наиболее экономичную конструкцию опор.
Еще в первой половине XX в. отрицательным качеством
статически неопределимых систем считалось изменение уси-
лий в сечениях конструкции при неравномерной осадке опор.
Это обстоятельство вызывало серьезные опасения инженеров,
и от нсразрезных систем отказывались, предпочитая им стати-
чески определимые разрезные и консольные балки. Современ-
ные достижения науки и практики мостостроения позволяют
применять конструктивно-технологические решения опор, ис-
ключающие возможность недопустимых осадок.
С точки зрения статической работы неразрезных балок, наи-
больший эффект по отношению к разрезным достигается от
нагрузок, расположенных по всей длине пролетного строения,
т.е. от постоянных нагрузок (см. рис. 4.1, б). Как известно, вес
1 м пролетного строения растет с увеличением его длины, а
вклад временной нагрузки в общие усилия уменьшается. Сле-
довательно, применение неразрезных пролетных строений тем
эффективнее, чем больше их длина. При малых пролетах перс-
99
ход на неразрезную балку практически не приводит к сниже-
нию массы металла. Поскольку отношение постоянной нагрузки
к временной в автодорожных мостах больше, чем у железно-
дорожных мостов, применение неразрезных систем в автодо-
рожных мостах наиболее эффективно.
Неразрезные балки могут использовать с любым числом
пролетов. Но следует иметь в виду, что с ростом числа проле-
тов возникают трудности в восприятии сильно возрастающих
продольных температурных перемещений концов балки, тре-
бующих сложных решений деформационных швов и подвиж-
ных опорных частей. Поэтому число пролетов в таких систе-
мах обычно не превышает трех—пяти.
В разрезных балочных пролетных строениях (рис. 4.2, а)
возникают переломы продольного профиля моста над проме-
жуточными опорами. Они ухудшают условия работы дефор-
мационных швов и комфортность движения транспорта. К по-
ложительным качествам неразрезных балок следует отнести су-
щественно меньшие прогибы (в 3...5 раз), их плавные линии,
уменьшение числа деформационных швов проезжей части.
При равнопролетной неразрезной балке положительные
изгибающие моменты в крайних пролетах значительно боль-
ше, чем в средних, т.е. такая схема нерациональна по распре-
делению усилий и материала в конструкции (см. рис. 4.1, б).
Поэтому при компоновке моста с неразрезными балками крайние
пролеты, как правило, назначают короче средних, принимая
ZjZZ2 в диапазоне 0,6...0,8 (рис. 4.2, б).
Главные балки неразрезной системы для упрощения и уни-
фикации конструкции, облегчения изготовления желательно
выполнять с параллельными поясами, т.е. постоянной высоты /г.
В этом случае из опыта принимают равной (1Z3O...1/4O)Z2.
Применение неразрезных балок постоянной высоты в авто-
дорожных мостах ограничено по конструктивным соображени-
ям пролетами до 120...150 м. При большей длине рационально
использовать балки переменной высоты (рис. 4.2, в). Несмотря
на удорожание изготовления и монтажа, такая конструкция имеет
лучший внешний вид и более экономична по сравнению с бал-
кой постоянной высоты при следующих значениях параметров:
100
Рис. 4.2. Типы балочных пролетных строений со сплошной стенкой: а —
разрезные; б — неразрезные постоянной высоты; в — то же, переменной
высоты
h = (1/35...1/50)/; Aj = (1,5...3,0)/г. При очень ограниченной стро-
ительной высоте устраивают пролетные строения со сплошными
балками и ездой понизу (см. п. 3.4).
4.2. Конструкция и особенности работы
главных балок, проезжей части, связей
На первых порах автодорожные неразрезные пролетные стро-
ения выполнялись, в основном, с клепаными заводскими и мон-
тажными соединениями, аналогичными применяемым в железно-
дорожных мостах (см. п. 3.2). Назначение сечений балок, устрой-
ство ребер жесткости и связей, в основном, аналогичны железно-
дорожным элементам. В качестве мостового полотна использо-
вали деревянный настил или железобетонную плиту с асфаль-
тобетонным покрытием (рис. 4.3). Такая конструкция работа-
ет на изгиб только поперек моста от местных нагрузок, прило-
женных в пролете плиты между главными балками.
101
Рис. 4.3. Конструкция пролетного
строения с железобетонной плитой
проезжей части: 1 — главные бал-
ки; 2 — плита проезжей части; 3 —
поперечные связи; 4 — тротуары
и перила
При большой ширине мос-
та в его поперечном сечении,
как правило, требуется несколь-
ко главных балок. В старых
конструкциях их располагали
в 2...3 м друг от друга, что оп-
ределялось допустимым проле-
том железобетонной плиты при
работе ее на изгиб поперек
моста. В этом случае плита
проезжей части может быть
уложена непосредственно на
главные балки (рис. 4.4, а).
Для больших пролетов экономически выгодным может быть
устройство меньшего числа балок (минимум двух), но более
мощных. В этом случае две главные балки располагают на
расстоянии 5...8 м друг от друга, применяя для поддержания
проезжей части балочную клетку (рис. 4.4, б). Но изготовле-
ние и монтаж таких конструкций усложняется. Одновременно
с компоновкой поперечного сечения пролетного строения не-
обходимо снижать объем кладки опор. Известны различные
способы решения этой задачи (рис. 4.4, е).
В современных автодорожных мостах на смену конструкци-
ям с двутавровыми несущими балками и плитой проезжей час-
ти, работающей только на местную нагрузку (см. рис. 4.3), при-
шли конструкции, в которых используется принцип совмещения
функций. В данном случае он состоит в использовании проез-
жей части не только по ее прямому назначению, т.е. непосред-
ственно воспринимать давление колес автомобилей, но и для
других целей, а именно: как части верхнего пояса сплошностен-
чатой балки, а также верхних продольных связей. Для этого
можно применять как железобетонную плиту проезжей части,
включенную в совместную работу с главными балками, так и
стальную ортотропную плиту. Совмещение функций дает эко-
номичные решения, так как при этом исключаются верхние про-
дольные связи, а плита проезжей части, входя в состав главных
балок, позволяет уменьшить площадь их верхних поясов.
102
a
б
Рис. 4.4. Поперечные сечения пролетных строений с четырьмя (а), дву-
мя (б) главными балками и примеры опирания пролетных строений на
опоры облегченного типа (в); В, Т — ширина соответственно проезжей
части и тротуаров
Рассмотрим наиболее распространенные в настоящее время
конструкции пролетных строений со стальной ортотропной
плитой. Высокая перекрывающая способность балочной сплош-
ностенчатой неразрезной системы в значительной мере обес-
печивается за счет применения особой конструктивной фор-
мы, представляющей собой тонкостенную коробчатую конст-
рукцию. Ее достоинством является большая крутильная жест-
103
кость и рациональное использование металла, поскольку он
сосредоточен, в основном, в поясах, где действуют максималь-
ные нормальные напряжения от изгиба балки. Коробчатое тон-
костенное сечение обладает высокой изгибной жесткостью, что
позволяет существенно снизить высоту балок пролетного стро-
ения. Поперечные сечения коробчатых главных балок с ездой
поверху приведены на рис. 4.5.
Сплошной лист (нижняя ребристая плита) внизу балки од-
новременно выполняет роль нижних продольных связей. При
этом образуется полностью замкнутое коробчатое сечение.
Наряду с рациональной конструктивной формой такое реше-
ние позволяет осуществить герметизацию внутренней полос-
Рис. 4.5. Типы поперечных сечений коробчатой конструкции: а — замк-
нутое коробчатое сечение; б — то же, с наклонными стенками; в — не-
замкнутое сечение; г — многокоробчатое сечение; д — то же, в широких
мостах; 1 — ортотропная плита проезжей части; 2 — поперечные связи:
3 — нижняя ребристая плита; 4 — продольные связи
104
ти коробок и тем самым снизить эксплуатационные затраты.
Кроме того, не требуется защищать от коррозии внутреннюю
полость коробки. Простейшее из таких сечений в виде одной
коробки представлено на рис. 4.5, а. Для повышения про-
странственной жесткости конструкции в ней устанавливают
поперечные связи (диафрагмы). Иногда стенки коробки вы-
полняют наклонными, что улучшает восприятие ветровой
нагрузки, внешний вид пролетного строения и позволяет су-
зить опоры (рис. 4.5, б).
Нижнюю ребристую плиту устраивают в тех случаях, когда
требуется обеспечить необходимый момент инерции и снизить
положение нейтральной оси сечения главной балки. Иногда
плиту располагаю! только в надопорных участках неразрез-
ной балки. При отсутствии этого элемента в уровне нижних
поясов устраивают продольные связи. В этом случае образует-
ся незамкнутое сечение (рис. 4.5, в).
При увеличении ширины моста поперечное сечение пролет-
ного строения можно формировать из нескольких коробок,
соединенных между собой ортотропной плитой и сквозными
поперечными связями (рис. 4.5, г). Это наиболее распростра-
ненный случай в отечественных автодорожных и городских
мостах. В широких мостах возможна конструкция в виде двух
коробок, достаточно удаленных друг от друга (рис. 4.5, Э).
Число стенок в коробчатых сечениях назначается, в основ-
ном, исходя из их работы по касательным и главным напряже-
ниям в опорных зонах на всех стадиях работы балки, но по
экономическим соображениям предпочтение следует отдавать
однокоробчатым сечениям (см. рис. 4.5, а).
Согласно принятой в России модульной системе, длины
пролетов больших автодорожных мостов назначают, как пра-
вило, кратными 21 (10,5) м. Для разрезных пролетных строе-
ний длиной 42 и 63 м применяют поперечные сечения, подоб-
ные изображенным на рис. 4.5, в. Такое же сечение возможно
назначать и в неразрезных строениях пролетом до 126 м. Но,
так как конструкция нижнего пояса в этом случае усложняет-
ся, при длине свыше 105 м целесообразно устройство нижней
ребристой плиты (см. рис. 4.5, г).
105
Покрывающий лист ортотропной плиты работает в следу-
ющих условиях двухосного напряженного состояния:
> в составе верхних поясов балки продольного ребра (как
балки, работающей на местную нагрузку между поперечными
ребрами плиты) — на нормальные напряжения (сжимающие
либо растягивающие). Напряжения в листе и ребре от общего
изгиба коробчатой балки и от местного изгиба продольного
ребра суммируются;
> в поперечном направлении — на местный изгиб под дей-
ствием давления колес транспорта как пластина между про-
дольными ребрами и в составе верхнего пояса поперечного
ребра (при одноярусной плите), работающего на местную на-
грузку между главными балками.
В автодорожных мостах обычно применяют одноярусную плиту
с поперечными ребрами большей высоты, чем продольные ребра.
В зарубежной практике предпочтение отдают продольным
ребрам коробчатого сечения с наклонными стенками из гну-
тых профилей (см. рис. 3.14, в). Поначалу ребра обрывали в
местах пересечения со стенками поперечных ребер и привари-
вали к ним. Однако вскоре обнаружили массовые разрушения
сварных швов именно в этих местах. В новых мостах коробча-
тые ребра пропускают сквозь стенки поперечных ребер через
фигурные вырезы, сваривая продольные и поперечные ребра с
полным проваром шва (рис. 4.6).
Исследованиями отечественных ученых были установлены
неблагоприятные добавочные напряжения в элементах плиты
от депланации сечений коробчатых ребер при их кручении.
Поэтому в большинстве построенных мостов продольные реб-
ра ортотропной плиты выполнены в виде открытого полосо-
вого профиля, пропущенные через фигурные вырезы в стенках
поперечных ребер с приваркой к ним вертикальными швами.
Отметим также, что в цельносварных плитах зарубежных
автодорожных мостов образуется целый ряд усталостных тре-
щин в сварных стыках соединения поперечных ребер с глав-
ными балками. Поэтому в отечественных конструкциях ортот-
ропных плит все монтажные соединения деталей приняты на
ВПБ, за исключением лишь сварки продольных и поперечных
стыковых швов покрывающего листа.
J06
Рис. 4.6. Пример однокоробчатого пролетного строения с коробчатыми
продольными ребрами ортотропной плиты
В отличие от железнодорожных мостов в автодорожных по
условиям габарита невозможно использовать цельноперевози-
мые балки. Металлоконструкции пролетных строений выпол-
няют сборными из монтажных элементов (блоков), изготавли-
ваемых на заводе. Массу и размеры блоков назначают, исходя
из возможностей использования имеющихся кранов и транс-
портных средств при перевозке и сборке конструкций.
Двухкоробчатая сборная конструкция включает монтажные
элементы ортотропной плиты, главных балок, нижней ребри-
стой плиты и поперечных связей (рис. 4.7). Кроме того, в ком-
плект входят металлоконструкции смотровых ходов, огражде-
ний проезжей части, карниза, перил. При такой компоновке
все элементы поставляют на монтаж по отдельности. Снизить
трудозатраты сборки и повысить темпы возведения пролет-
ных строений позволяет применение транспортабельных ко-
робчатых блоков полной заводской готовности (рис. 4.8).
107
Рис. 4.7. Элементы пролетного строения со сборными коробчатыми глав-
ными балками: 1 — блок ортотропной плиты; 2 — главная балка; 3 —
поперечные связи между коробками; 4 — диафрагма; 5 — поперечные
связи в коробке; 6 — блок нижней ребристой плиты; 7 — поперечное
ребро нижней ребристой плиты (узлы А, Б, В, Г даны на рис. 4.10)
Ортотропную плиту разделяют на монтажные блоки дли-
ной по 8...11 м и шириной 2...2,5 м (рис. 4.9). Средние блоки
плиты (если их больше одного) объединяют на месте в укруп-
ненный монтажный блок.
108
Вид А
4
Варить
Рис. 4.8. Конструкция пролетного строения
с коробчатыми балками полной заводской
готовности: / — транспортабельный короб-
чатый блок; 2 — средний блок ортотроп-
ной плиты; 3 — консольный блок ортотроп-
ной плиты; 4 — двухсторонняя накладка;
5 — высокопрочные болты
на монтаже
Технологический
припуск
Рис. 4.9. Пример блока ортотропной плиты
на последующую
обрезку кромки
при монтаже
109
Поперечные ребра плиты прикрепляют к поперечным ребрам
жесткости вертикальных стенок главных балок через болтовые
стыки с тагом 2...3 м (см. рис. 4.8, 4.10). Продольные и попереч-
ные монтажные стыки покрывающего листа выполняют автома-
тической сваркой (вначале оформляют поперечный стык). В этом
же месте может быть плавный переход от одной толщины по-
крывающего листа к другой. Затем сваривают покрывающий лист
продольными швами встык с верхними поясными листами; в конце
швов оставляют недовары (роспуски) длиной 1 м, завариваемые
после установки следующего блока плиты.
Рис. 4.10. Узлы (а) ортотропной и нижней ребристой плит, подготовка
продольных кромок покрывающего листа под сварку (б) и стык после
сварки (в): 1 — технологический припуск на обрезку листа
110
Фрикционные стыки продольных ребер оформляют после
сварки поперечного стыка покрывающего листа (рис. 4.11).
В связи с работой продольных ребер как неразрезных балок
стыки целесообразно устраивать в 1/3...1/4 пролета ребра.
Поэтому поперечные стыки главных балок и ортотропной плиты
могут и не совпадать (см. рис. 4.7, 4.11).
Из соображений унификации и технологичности покрыва-
ющий лист ортотропной плиты и поясные листы балок, с ко-
торыми он стыкуется, желательно устраивать постоянной
ширины и толщины по всей длине пролетного строения. Лист
нижней ребристой плиты может иметь переменную толщину, а
ее продольные ребра обычно выполняют более мощными и с
большим шагом, чем продольные ребра в ортотропной плите.
При сборных коробках нижняя ребристая плита поступает
с завода блоками длиной 8...11 м, в которых имеются только
продольные ребра. Листы плиты стыкуют на монтаже попе-
речным швом, приваривают внахлест сверху к нижним по-
ясам главных балок. Затем приваривают вручную или полу-
автоматом поперечные ребра к листу плиты и к поперечным
ребрам главных балок. В месте поперечного стыка плиты в
продольные ребра вваривают вставки того же сечения дли-
ной 0,4...0,5 м.
Двутавровые главные балки обычно выполняют несиммет-
ричного сечения с более развитым нижним поясом. При по-
стоянном сечении верхнего пояса и высоте балки момент инерции
сечения в целом можно регулировать за счет изменения разме-
ров нижних поясных листов и нижней ребристой плиты.
Как известно, металл в стенках изгибаемых двутавровых
балок используется нерационально. Поэтому стенки стремятся
делать из достаточно тонких листов (12...20 мм). Чтобы
обеспечить местную устойчивость тонкой стенки, ее под-
крепляют продольными и поперечными ребрами жесткости
(рис. 4.12). В неразрезных балках особое внимание следует
обращать на обеспечение местной устойчивости стенки в зо-
нах, примыкающих к промежуточным опорам, т.к. здесь од-
новременно действуют максимальные нормальные, касатель-
ные и местные напряжения.
111
Рис. 4.11. Пример монтажного стыка ортотропной плиты: а — общий вид;
б — подготовка под сварку кромок поперечного стыка покрывающего ли-
ста; в — стык после сварки; 1 — поперечный сварной стык покрывающего
листа; 2 — прокладка 80 х 14 х 160 мм; 3 — отверстия в парных накладках,
рассверливаемые на монтаже; 4 — продольное ребро; 5 — поперечная бал-
ка; 6 — технологический припуск на обрезку при подгонке стыкового шва
112
Рис. 4.12. Фрагмент двутавровой главной балки: 1 - верхний пояс; 2—стенка;
3— продольные ребра жесткости; 4 — нижний пояс; 5— поперечные ребра
жесткости; 6 — комбинированный стык
Ребра жесткости могут быть односторонними или двухсто-
ронними. Шаг поперечных ребер жесткости необходимо увя-
зывать с размещением стыков главных балок и поперечных
ребер ортотропной плиты. Продольные ребра стенки должны
быть непрерывными, их пропускают сквозь вырезы в попе-
речных ребрах, но чахце всего поперечные ребра в стыках с
продольными прерывают. Во избежание пересечения продоль-
ных и поперечных ребер их можно располагать по разные
стороны стенки. В местах болтовых стыков стенки продоль-
ные ребра перекрывают накладками из уголков.
Из эстетических соображений в коробчатых балках полной за-
водской готовности все ребра жесткости расположены внутри ко-
робки, снаружи имеются только кронштейны для крепления попе-
речных ребер консольных блоков ортотропной плиты (рис. 4.13).
8—9453
113
Рис. 4.13. Унифицированный коробчатый блок главной балки
Сварные монтажные соединения блоков главных балок яв-
ляются наиболее экономичными, поскольку не требуют допол-
нительных крепежных деталей, подготовка их на заводе мини-
мальна. Для крупноразмерных балок в отечественной практи-
ке наибольшее распространение имеет стык, разработанный
в Институте электросварки им. Е.О. Патона (рис. 4.14). В со-
ответствии с заданным строительным подъемом монтажные бло-
ки главных балок разворачивают относительно друг друга. Затем
Рис. 4.14. Конструкция и очередность механизированной сварки монтаж-
ного стыка главных балок (1 ...14 — последовательность наложения швов)
114
производится пригонка по месту вставок в стенку, верхний
пояс и продольные ребра. Механизированная сварка всех швов
выполняется при помощи специальных автоматов.
Однако следует отметить, что сварные монтажные стыки сложно
устраивать при навесном монтаже конструкций. Кроме того, даже
при сварке на стапеле трудно выдержать строительный подъем
конструкции, т.к. из-за сварочных деформаций балки в около-
шовной зоне образуются остаточные сварочные напряжения.
Стыки главных балок на ВПБ (рис. 4.15, а) требуют доволь-
но высокой точности изготовления на заводе и наиболее не-
выгодны по расходу металла. Их применение может быть оп-
равдано особыми условиями (районы Крайнего Севера), где
сварка при низких температурах крайне нежелательна, и др.
Болтосварной (комбинированный) стык (рис. 4.15, б) пред-
ставляет собой промежуточное решение между двумя рассмот-
ренными типами монтажных соединений. В таких стыках по
сравнению с чисто болтовыми сокращаются расход металла
(на 17...20 %) и трудозатраты заводского изготовления. Примене-
ние их вместо цельносварных стыков позволяет монтировать
конструкцию навесным способом. При монтаже внавес в бол-
тосварном стыке вначале стыкуют стенку на парных вертикаль-
ных накладках и затягивают болты. Далее заваривают стыки
поясов сварочным автоматом под флюсом на медной, керами-
ческой либо иной подкладке, для чего в стенке имеются оваль-
ные технологические вырезы. Первой вваривают компенсаци-
онную вставку верхнего пояса, затем накладывают поперечный
шов нижнего пояса. После этого устанавливают прокладки в
технологические вырезы и накладки на них, затягивают болты.
Недостаток такой технологии в том, что при начальной за-
тяжке болтов стенки на проектное усилие с последующей свар-
кой поясов возникает напряженное состояние стыка от деформа-
ций при усадке сварных швов. Но это вынужденная мера при
навесном монтаже. При сборке стыка на стапеле в случае про-
дольной надвижки пролетного строения порядок иной: вначале
сваривают поясные листы, затем затягивают болты на проектное
усилие, что дает свободу усадки сварных швов поясов. Цельные
коробчатые блоки стыкуют аналогично. При этом в верхнем поясе
115
Детали стенки
Рис. 4.15. Примеры болтового (а)
и комбинированного (б) стыков
главных балок
116
коробки компенсационную вставку не делают, а устраивают тех-
нологический припуск с обрезкой его по месту при сборке.
При переменной высоте балки (см. рис. 4.2, в) либо при высо-
те балки свыше 3,6 м возникает необходимость устройства про-
дольного монтажного стыка стенки (рис. 4.16, а). Стык может
выполняться различными способами. Обычно его делают на парных
накладках и ВПБ. Для пропуска накладок в поперечных ребрах
жесткости оставляют проемы, которые перекрывают накладками
в виде одиночных или парных уголков (для большей жесткости).
В рассматриваемом случае возможны и другие решения, на-
пример, выполнение блока ортотропной плиты, расположенного
над стенкой, с повышенным продольным ребром. Его высота должна
быть не менее высоты поперечных ребер плиты. На монтаже по-
вышенное продольное ребро соединяют с верхним поясом балки
продольным стыком (рис. 4.16, б). При этом части коробки (глав-
ные балки) могут быть выполнены в виде L-образных блоков.
В опорных зонах коробок устраивают сплошностенчатые ди-
афрагмы, которые играют роль домкратных балок (при уста-
новке опорных частей под стенками коробки) либо поперечных
опорных балок, если опорные части ставят по осям коробок с
целью экономии кладки опор и количества опорных частей. При
наличии нижней ребристой плиты ее продольные ребра пропус-
кают сквозь вырезы в стенке диафрагмы. Диафрагмы (домкрат-
ные балки) могут быть одностенчатой двутавровой или короб-
чатой конструкции, их прикрепляют к опорным ребрам жест-
кости главных балок на накладках и ВПБ (рис. 4.17, а). Диаф-
рагмы изготавливают на заводе в виде отдельных монтажных
блоков, включающих части нижней ребристой плиты.
По длине пролета через 6... 12 м между главными балками
устраивают поперечные связи. Ферма связей выполняется в виде
единого сварного монтажного блока из одиночных, сдвоенных
уголков, прокатных или сварных тавров. Для обеспечения неза-
висимой работы ортотропную плиту и связи выполняют раз-
дельными. Плоские сварные фермы связей присоединяют ВПБ
либо на монтажных болтах, а затем на сварке — к поперечным
ребрам жесткости стенок (рис. 4.17, б). Внутри коробок попе-
речные связи в виде уголков или тавров приваривают к попе-
речным ребрам балок и фасонкам нижней ребристой плиты.
117
Рис. 4.16. Продольный стык главной балки переменной высоты (д) и
развитие высоты балки устройством блока ортотропной плиты повы-
шенной высоты (б): 1 — блок ортотропной плиты повышенной высоты;
2 — /.-образный блок главной балки
При незамкнутом коробчатом сечении (см. рис. 4.5, в) появля-
ется необходимость в нижних продольных связях. В основном они
помогают работе пролетного строения на кручение, но в значи-
тельно меньшей степени работают на горизонтальные нагрузки.
118
Я192
120
100
2
A—A
900 ,
.600.
120
100,
1150 t
1350
11150
'1350
Рис. 4.17. Конструкция двухстенчатой опорной диафрагмы (а) и попе-
речных связей между главными балками (б): 1 — стык диафрагмы с глав-
ными балками; 2 — опорные ребра жесткости; 3 — ось опирания; 4 —
монтажно-эксплуатационный люк
*
Неразрезные сплошностенчатые пролетные строенйя с ор-
тотропными плитами возведены в нашей стране на большом
числе автодорожных и городских мостов с пролетами длиной
от 60 до 200 м. Приведем примеры наиболее значительных
сооружений, построенных в 70—80-е гг. прошлого века по про-
ектам Ленгипротрансмоста и других организаций.
119
Рис. 4.18. Схемы поперечных сечений мостов: а через реку Северную
Двину в г. Архангельске; б — через реку Волгу в г. Астрахани
Мостовой переход через реку Северную Двину в г. Архан-
гельске (общей длиной около 5 км) включает стальное нераз-
резное пролетное строение через правую протоку реки по схе-
ме 105 + 5 х 147 + 105 м габаритом Г - 17 + 2 х 1,5 м. В его
поперечном сечении — две замкнутые коробки (рис. 4.18, а).
Материал основных конструкций — низколегированная сталь
марок 15ХСНД и 10ХСНД. На данном мосту впервые в отече-
ственной практике была осуществлена продольная надвижка
с одного берега пролетного строения длиной 946,4 м и мас-
сой 8,4 тыс. т. Для этого посередине каждого пролета устра-
ивали по одной вспомогательной опоре. Аналогичным обра-
зом было возведено стальное пролетное строение городского
моста через реку Волгу в г. Астрахани по схеме 2 х 90 + 3 х
х 148 + 2 х 90 м общей длиной 805 м, шириной 25,17 м, об-
щей массой 8,1 т (рис. 4.18, б).
Городской мост через реку Енисей в г.Красноярске включает
неразрезное пролетное строение по схеме 80,16 + 130,26 + 200,4 +
+ 110,22 + 100,2 + 93,52 + 86,84 + 60,12 м полной длиной
861,72 м. На мосту устроен рекордный для России пролет дли-
ной 200 м, но для этого понадобилось выполнить коробчатую
балку над опорой данного пролета высотой свыше 9 м с уст-
ройством двух продольных стыков стенки и мощными ребра-
ми жесткости (рис. 4.19). В остальных пролетах высота коро-
бок постоянная — 3,6 м. Масса металла пролетного строения
(стали 15ХСНД и 10ХСНД) — 14,4 тыс. т. Пролетное строение
возведено навесным способом.
120
Рис. 4.19. Поперечные разрезы пролетного строения моста через реку Енисей
в г. Красноярске: а—на опоре пролета длиной 200 м; б — в остальных пролетах
Интересным решением является мост-метро через реку Обь
в г. Новосибирске. Стальное неразрезное пролетное строение
моста по схеме 7 х 128 м выполнено в виде одной коробки
размерами 8,7 х 6,4 м, внутри которой по двухъярусной ортот-
ропной плите проложены два пути метрополитена (рис. 4.20).
Масса металла (сталь 15ХСНД) — 6197 т. Пролетное строение
смонтировано продольной надвижкой.
В качестве недостатка моста-метро можно отметить то, что
в таком решении неэффективно используется верхняя ребрис-
тая плита, которую можно было бы задействовать в качестве
второго яруса для проезда автотранспорта, т.е. превратить мост
в совмещенный. Этот принцип использован в пролетных строени-
ях моста через реку Иртыш в г. Омске по схеме 108 + 3 х 144 +
+ 108 м (рис. 4.21).
Расход металла (в тоннах на 1 м2 площади) пролетных стро-
ений рассматриваемого типа при длине пролетов 105...147 м
составляет: главных балок — 0,1...0,15; ортотропной плиты —
0,15...0,2; нижней ребристой плиты — 0,05...0,1; поперечных
диафрагм и связей — 0,01...0,02; всего — 0,35...0,42.
Мировой рекорд длины пролета неразрезных сплошностен-
чатых пролетных строений был поставлен еще в 1956 г. и по сей
день не превзойден—мост через реку Саву по схеме 75 + 261 +
+ 75 м на автомагистрали Белград—Земун (рис. 4.22).
121
Рис. 4.20. Поперечные разрезы пролетного строения моста-метро через
реку Обь в г. Новосибирске: а — в пролете; б — на опоре
Рис. 4.21. Поперечный разрез пролетного строения совмещенного
моста-метро через реку Иртыш в г. Омске
122
Рис. 4.22. Автодорожный мост через реку Саву в г. Белграде: а — общий
вид; б — поперечный разрез пролетного строения над промежуточной
опорой; в — то же. в середине пролета
Конструкция, в основном, сварная, нижний пояс в виде клепано-
го пакета листов максимальной толщиной 238 мм, сталь с преде-
лом прочности 520 МПа. При такой, казалось бы, нерациональ-
ной схеме трехпролетной неразрезной балки принят порядок мон-
тажа, при котором пролетное строение собирали в боковых про-
летах на подмостях, а в среднем — внавес от опор к середине.
Таким образом, к моменту замыкания средний пролет был пере-
крыт двумя консолями по 130 м, и изгибающий момент в середи-
не пролета от собственного веса отсутствовал. Сечение в середи-
не пролета воспринимает вторую часть постоянной нагрузки и
временную нагрузку. На крайних опорах установлены опорные
части, воспринимающие отрицательные опорные реакции.
123
4.3. Пролетные строения, применяемые в гибкой
технологии
С 1980-х гг. в отечественном мостостроении развивается на-
правление, в котором основной упор делается на применение
унифицированных конструкций в рамках так называемой гиб-
кой технологии. При массовом возведении автодорожных мостов
это позволяет существенно снизить трудозатраты, сроки и сто-
имость строительства. Впрочем, гибкая технология не исклю-
чает индивидуальное проектирование пролетных строений на
основе унифицированных решений.
Толчком к появлению и развитию гибкой технологии яви-
лось то, что большинство автодорожных и городских сталь-
ных коробчатых мостов в 60—70-е гг. прошлого века проекти-
ровали по индивидуальным проектам каждый раз со своими
генеральными размерами, что существенно усложняло их из-
готовление на заводах и монтаж на строительных площадках.
Основные принципы гибкой технологии, опирающиеся
на отечественный опыт строительства 60—70-х гг. прошлого
века, состоят в следующем:
• применение унифицированных элементов пролетных
строений ограниченной номенклатуры, из которых можно
компоновать широкий спектр продольных схем и поперечных
сечений;
• унификация технологий изготовления, транспортиров-
ки и монтажа конструкций, производственной оснастки, ма-
шин и оборудования;
• альтернативность способов монтажа (гибкость производ-
ственной системы);
• специализация производственных фирм на отдельных
видах работ;
• конструктивно-технологическое (системное) проектиро-
вание мостов, т.е. совместное проектирование конструкции,
организации и технологии ее возведения.
Здесь технология понимается не в узком смысле как строи-
тельный процесс, а в широком — как производственная систе-
ма, направленная на выпуск широкой номенклатуры продук-
ции определенного вида.
124
Целью разработки гибкой1 технологии создания стальных
коробчатых автодорожных мостов явилось повышение каче-
ства и сокращение сроков их строительства. Две, на первый
взгляд, взимоисключающие задачи решили путем разработки
конструкции пролетных строений повышенной заводской го-
товности. За счет этого значительно сократился объем свароч-
ных и монтажных работ на строительной площадке. Они уп-
рощены и унифицированы, что, естественно, благоприятно
отразилось на сроках и качестве работ.
К примеру, автодорожный мост через реку Днепр у г. Славу-
тича, находящийся в зоне ликвидации Чернобыльской аварии,
был построен в предельно сжатые сроки — спустя всего два года
с начала проектирования. Схема моста — 3 х 63 + (63 + 105 +
+ 147 + 105 + 63) + 3 х 63 м, общая масса металла — 2900 т.
Основным компонентом гибкой технологии является разра-
ботанный в 1980-х гг. Ленгипротрансмостом «Комплекс унифи-
цированных элементов и блоков стальных автодорожных про-
летных строений с ортотропной плитой пролетами 42... 147 м»
(проект 585РП)2.
Пролетные строения рассчитаны под две, четыре и шесть по-
лос движения с габаритами: Г-11,5; Г-(9,5 + С + 9,5); 2(Г-11,5);
Г-(13,25 + С + 13,25); 2(Г-15,25) для автодорог I и II категорий. Ширина
разделительной полосы С принята равной 4,5 м, тротуаров — 1,5 м.
У инфицированные элементы и блоки также могут быть использова-
ны для компоновки пролетных строений под габариты Г-8, Г-10 и
другие с изменением ширины консольных блоков ортотропной пли-
ты. Металлоконструкции комплекса запроектированы под нагрузки
Л11 и НК-80 и выполняются из сталей 15ХСНД и 10ХСНД.
Рабочий проект комплекса состоит из двух серий (разделов).
1. Элементы и блоки балочных пролетных строений с ездой
поверху со сплошностенчатыми главными балками двутаврово-
го сечения пролетами 42... 105 м по следующим схемам (табл. 4.1):
42 м; 63 м (разрезные балки);
42 + и х 63 + 42 м (неразрезные балки при п = 1...6);
1 Вначале употребляли термин «универсальная технология».
Далее комплекс.
125
Таблица 4.1
Конструктивные показатели пролетных строений с двутавровыми
главными балками по проекту 585РП (габарит Г-11,5 + 2 X 1,5 м)
Схема пролетного строения, м Полная длина, м Строительная высота в пролете, м Масса металла, т
полная на 1 м2
42 42,6 2,65 166,7 0,258
63 63,6 3,33 271,2 0,280
42 + 63 + 42 147,6 2,65 578,2 0,255
63 + 2 х 84 + 63 294,6 3,33 1242,6 0,274
63 + 2 х 105 + 63 336,6 3,77 1502,0 0,290
и х 63 м (то же, при п = 2...5);
63 + п х 84 + 63 м (то же, при п = 1...3);
63,0 + и х 105 + 63 м (то же, при п = 1...3).
Компоновки поперечного сечения пролетных строений из
двутавровых главных балок представлены на рис. 4.23.
Блоки главных балок двутаврового сечения имеют 35 типо-
размеров и могут изготавливаться длиной 10,5 и 21 м. Все
заводские соединения — сварные, монтажные — комбиниро-
ванные. Наибольшая масса блока длиной 21 м — 6,3 т. Блоки
ортотропной плиты имеют 10 типоразмеров. Заводские соеди-
нения, монтажные покрывающего листа — сварные, осталь-
ных элементов - - на ВПБ. Наибольшая масса блока ортотроп-
ной плиты длиной 10,5 м — 4,5 т. Продольные связи — свар-
ные таврового сечения, поперечные — в виде сварных рам из
прокатных уголков.
II. Элементы и блоки балочных неразрезных пролетных
строений с ездой поверху с коробчатыми главными балками
пролетами 63...147 м по следующим схемам (табл. 4.2):
63 + и х 105 + 63 м при и = 1...3;
84 + п х 126 + 84 м при п = 1...3;
63 + 105 + п х 147 + 105 + 63 м при п = 1...3.
Компоновки поперечного сечения пролетных строений с
коробчатыми главными балками представлены на рис. 4.24.
126
Рис. 4.23. Компоновки пролетных строений из двутавровых балок при
различных габаритах проезжей части: 1 — блоки ортотропной плиты;
2 — блоки главных балок; 3 — поперечные связи
127
Таблица 4.2
Конструктивные показатели пролетных строений с коробчатыми
главными балками по проекту 585РП (габарит Г-11,5 + 2 х 1,5 м)
Схема пролетного строения, м Полная длина, м Строительная высота в пролете, м Масса металла, т
полная на 1 м2
63 + 2 х 105 + 63 336,6 3,33 1709,5 0,330
84 + 2 х 126 + 84 420,6 3,33 2192,5 0,338
63+105 + 2x147 + 105+63 630,6 3,77 3445,8 0,355
Рис. 4.24. Компоновки пролетных строений из коробчатых балок при
различных габаритах проезжей части: 1 — блоки ортотропной плиты;
2 — блоки коробчатых главных балок; 3 — поперечные связи
128
Блоки главных балок коробчатого сечения имеют 32 типоразме-
ра и могут изготавливаться длиной 10,5 и 21 м. Заводские соеди-
нения, в основном, сварные, монтажные — комбинированные
(болгосварные). Наибольшая масса блока длиной 10,5 м — 30,5 т;
блока длиной 21,0 м — 43,4 т. Блоки ортотропной плиты имеют
10 типоразмеров. Заводские соединения сварные, монтажные со-
единения покрывающего листа сварные, остальных элементов — на
высокопрочных болтах. Наибольшая масса блока длиной 10,5 м —
6,1 т. Конструкция связей аналогична использованной в серии I.
Применение коробчатых блоков главных балок, изготав-
ииваемых на заводе, позволяет на монтаже снизить: удель-
ную длину прирезываемых кромок листов на 10...20 %, длину
сварных швов, выполняемых автоматом на 15...25 %, ручной
сваркой на 70...80 %, трудозатраты сборки металлоконструк-
ций — в 2,5...3 раза.
Гибкая технология предполагает следующие альтернативные
способы монтажа пролетных строений: продольная надвижка,
навесной (полунавесной) монтаж, попролетный монтаж при
помощи плавучих опор.
Унифицированные элементы комплекса служат основным ори-
ентиром для конструирования конкретных пролетных строений. После
возведения первого моста через реку Сухона в Тотьме (1986 г.) по
гибкой технологии по схеме 63 + 2 х 105 + 63 м (см. рис. 4.8)
и России построены уже десятки мостов подобной конструкции.
Комплекс по проекту 585РП предназначен для обычных
условий. Особенностью пролетных строений для северных ус-
иовий является полное исключение монтажной сварки, а так-
же некоторых заводских сварных соединений. С этой целью
псе монтажные стыки выполняют на ВПБ, а заводские при-
крепления связей к фасонкам — на заклепках либо на высоко-
прочных болтах. Ленгипротрансмостом по проекту 378-КМ раз-
работаны пролетные строения под габариты Г-8, Г-10 и Г-11,5
дня автодорог IV, III и II категорий (табл. 4.3, рис. 4.25).
В проекте 378-КМ монтажные блоки главных балок двутав-
рового сечения могут назначаться длиной 10,5 и 21 м, блоки
ортотропной плиты изготавливают размером 10,5 х 2,48 м.
Наибольшая масса монтажного блока длиной 21 м — 15,6 т.
> 'И53
129
Таблица 4.3
Конструктивные показатели пролетных строений с ортотропной плитой
по проекту 378-КМ (длина монтажного блока 10,5 м)
Схема пролетного строения, м Полная длина, м Строительная высота в пролете, м Масса металла, т
Г-8+ 2х 0,75 м Г-10+ 2x0,75 м
на пролетное строение на 1 м2 на пролетное строение на 1 м2
42 42,6 2,80 134,6 0,309 158,5 0,305
63 63,6 3,46 225,0 0,347 259,8 0,335
42 + 63 + 42 147,6 2,80 465,4 0,309 544,8 0,303
42 + 3 х 63 + 42 273,6 2,80 871,0 0,312 1017,6 0,305
42 + 6x63 +42 462,6 2,80 1471,1 0,312 1748,0 0,310
Рис. 4.25. Поперечные сечения пролетных строений с ортотропной плитой
проезжей части для северных районов
130
Заводские соединения выполняют на сварке и заклепках, мон-
тажные соединения — на ВПБ. Проезжая часть пролетных стро-
ений состоит из железобетонных дорожных плит ПАГ-XIV раз-
мером 2 х 6 х 0,14 м, укладываемых на слой пескоцемента по
битумной обмазочной гидроизоляции на металлическую ор-
тотропную плиту. Базовая технология возведения пролетных
строений северного исполнения — полунавесной монтаж.
4.4. Приемы регулирования усилий в неразрезных балках
Вплоть до середины XX в. при проектировании стальных про-
иетных строений мостов поиски рациональных решений ограничи-
нали выбором системы, назначением геометрических параметров и
конструктивных форм. Однако такой подход в статически неопре-
делимых системах неразрезных балочных пролетных строений не
позволяет эффективно управлять игрой сил в конструкции и соот-
ветствующим образом влиять на распределение в ней материала.
Любое пролетное строение проходит две последовательные
стадии своего жизненного цикла: строительную и эксплуата-
ционную. В каждой из них под действием соответствующих
нагрузок формируется своя часть напряженно-деформирован-
ного состояния конструкции. Усилия и перемещения по двум
стадиям работы конструкции суммируются.
В последние десятилетия стали активно использовать различные
приемы искусственного регулирования усилий в конструкции. Оно
может производиться технологическими либо конструктивными
приемами. В первом случае при возведении пролетного строения
используют специальный порядок монтажа, введение конструкции
и работу по этапам с изменением ее статической схемы, установку
нременных пригрузов в определенных местах конструкции и на
определенных этапах монтажа, изменение отметок опорных узлов
пролетного строения и другие способы. Конструктивные приемы
i подятся, главным образом, к предварительному напряжению кон-
грукции с использованием специальных напрягаемых элементов.
Проиллюстрируем технологическое регулирование усилий за
i чет назначения специального порядка монтажа пролетного стро-
ения на примере трехпролетной неразрезной балки. На рис. 4.26
показаны расчетные схемы и эпюры изгибающих моментов.
131
Рис. 4.26. Влияние технологии возведения пролетного строения на его на-
пряженно-деформированное состояние: а — при эксплуатации; б — при
надвижке с двух сторон; в — при навесном монтаже с двух концов; г — при
навесном (полунавесном) монтаже с одного конца; д — при монтаже край-
них пролетов на подмостях, центрального — доставкой на плавсредствах;
1 — эпюра изгибающих моментов от постоянных нагрузок; 2 — то же, оги-
бающая эпюра с учетом временных нагрузок; 3 — временная опора
132
Сравнивая эпюры изгибающих моментов при разных спо-
собах монтажа, видим, что усилия в пролетном строении зави-
ся г от технологии его возведения. Можно выбрать вариант
монтажа конструкции, при котором усилия в строительной
стадии минимальны либо не превышают заданных предель-
ных значений (по эксплуатационной стадии).
Кроме того, можно установить еще одну важную зависи-
мость, например, из сопоставления вариантов монтажа на
рис. 4.26, б и рис.4.26, д. В первом случае (продольная надвиж-
ки с двух берегов) требуются менее материалоемкие вспомога-
тельные конструкции, но усилия в балке намного больше, чем
и варианте на рис. 4.26, д. Зато во втором случае за более
низкий уровень усилий в основной конструкции приходится
«платить» повышенными затратами на вспомогательные.
Другой распространенный технологический прием состоит
в регулировке усилий в статически неопределимой системе за
i чет изменения положения ее опорных узлов на различных этапах
монтажа. Проиллюстрируем этот прием на примере трехпро-
иетной неразрезной балки (рис. 4.27). Навесной монтаж цент-
рального пролета балки с двух берегов (см. рис. 4.26, б) раци-
онален с позиций организации работ на широком фронте,
i окращения сроков монтажа. Однако вид эпюры изгибающих
моментов, получающейся в результате монтажа и замыкания
пролетного строения в середине, отличается от эксплуатаци-
онной стадии и неудовлетворителен: отрицательные опорные
моменты намного превышают эксплуатационные, тогда как в
i рсднем пролете изгибающий момент равен нулю, а в крайних
пролетах вместо положительных моментов возникают огрица-
гельные. Правда, приложение в дальнейшем эксплуатацион-
ных нагрузок приведет к возрастанию положительных момен-
|он в серединах пролетов, но отрицательные изгибающие мо-
менты над промежуточными опорами еще более возрастут.
Снизить изгибающие моменты над опорами можно за счет
подъемки домкратами концов пролетного строения после за-
мыкания на высоту А/? (или опускания узлов опирания бал-
ки на средних опорах на ту же высоту). Но при этом до сбор-
ки пролетного строения его крайние узлы должны быть пред-
иарительно опущены либо средние подняты на высоту А/г.
133
a
Рис. 4.27. Регулирование усилий в неразрезной балке посредством изменения от-
меток опорных узлов: а — расчетная схема; б, в — расчетная схема и эпюра изги-
бающих моментов при монтаже с двух берегов; г - опускание концов пролетно-
го строения и замыкание в середине; д, е — подъемка концов пролетного строе-
ния в проектное положение и эпюра изгибающих моментов регулирования ДМ;
ж — результирующая эпюра изгибающих моментов в балке
134
{качение А/? назначают таким, чтобы обеспечить заданный мо-
мент регулирования
(4.1)
» । куда kh-\M Р/( 1,2 EI), а усилие поддомкрачивания — Р = ЬМ/1.
При использовании этого приема в конце строительной ста-
дии получается «зарегулированная» эпюра изгибающих момен-
юи, показанная на рис. 4.27, ж.
К числу конструктивных приемов регулировки усилий в
псразрезных балочных системах относится предварительное на-
пряжение конструкции.
Оно может производиться затяжками в виде пучков высоко-
прочной проволоки типа В или из витых высокопрочных кана-
1011 типа К-7, аналогичных армированию предварительно напря-
«снных железобетонных конструкций. Затяжки располагают над
••порами в уровне верхних поясов балки, если хотят снизить от-
рицательные опорные изгибающие моменты, или в уровне ниж-
них поясов в средней части пролетов, если хотят уменьшить по-
пожительные изгибающие моменты в пролете (рис. 4.28, 4.29).
11о концам пучки имеют стальные анкерные закрепления с упо-
рами, прикрепляемыми к поясам или стенкам главных балок.
II местах соединения упоров элементы балок уснляют на воздей-
• тие сосредоточенных сил. Затяжки присоединяют к поясу по
i.mine балки не менее, чем в четырех точках таким образом, что-
бы при работе под нагрузкой они совместно перемещались в бо-
ковом направлении и независимо — в продольном. На участках
между анкерными закреплениями пучков главные балки работа-
ют на сжатие с изгибом. Сечение двутавровых главных балок
выполняют несимметричным с более развитым сжатым поясом.
Для защиты внешних пучков от коррозии после натяжения
домкратами чаще всего их помещают в стальные трубы, за-
поппяемые цементным раствором или консистентной смазкой.
Но сравнению с другими приемами регулирования усилий
предварительное напряжение конструкции пучками представ-
пяег собой дорогостоящее мероприятие. Поэтому в цельноме-
। одических пролетных строениях этот прием используется до-
< i.iточно редко, как правило, в пролетах длиной свыше 150 м,
। де можно существенно снизить высоту балок, добившись эко-
номии основного материала. Чаще данный прием применяют
135
дм дм
Рис. 4.28. Предварительное напряжение конструкции: а — исходное состоя-
ние; б — напряжение пучками в крайних пролетах и эпюра зарегулирован-
ных моментов; в — то же, при напряжении пучками над средними опорами
136
Рис. 4.29. Конструкция предварительного напряжения коробок пролет-
ного строения моста через реку Рейн между Маннгеймом и Людвигсха-
феном; а — продольный разрез; б - план; в поперечный разрез; г —
схема расстановки пучков; 1 — домкрат усилием 2500 кН; 2 — тросы
и сталежелезобетонных пролетных строениях, а также при ре-
конструкции автодорожных мостов с уширением габарита, когда
появляется необходимость усиления главных балок из-за воз-
растания действующих на них нагрузок.
137
4.5. Конструкция мостового полотна
по ортотропной плите проезжей части
Конструкции мостового полотна должны обладать необхо-
димой долговечностью и надежностью, обеспечивать безопас-
ность движения транспорта и пешеходов, водоотвод с проез-
жей части, механизированное устройство дорожной одежды,
удобные условия текущего содержания (механизированную
очистку ездового полотна и тротуаров от грязи и снега и др.),
при этом обладать относительно низкой стоимостью.
На городских и пешеходных мостах, как правило, предус-
матривают устройство стационарного электрического освеще-
ния. Опоры контактной сети располагают в створе перил или
в междупутье трамвайных путей на обособленном полотне.
Головки рельсов трамвайных путей на необособленном полот-
не со стороны автопроезда должны быть на уровне верха покры-
тия проезжей части. Для прокладки рельсов в ортотропной плите
устраивают специальные углубления в виде коробчатых балочек.
Для отвода воды ездовое полотно проектирую! с поперечным
уклоном не менее 2 %. Тротуары обычно устраивают на уровне
проезжей части и также делают с уклоном не менее 2 %, но в
обратную сторону — к водоотводным трубкам, располагаемым
обычно в пределах полос безопасности проезжей части. Продоль-
ный уклон автодорожных и городских мостов, как правило,
принимают не менее 5 %<>. Неорганизованный сброс воды через
тротуатры не допускается. Для создания уклонов в стыках попе-
речных балок ортотропной плиты делают переломы.
Водоотводные трубки должны иметь диаметр не менее 150 мм
и длину, предотвращающую попадание стоков на металлоконст-
рукции. Расстояния между трубками вдоль пролета должны со-
ставлять не более 6 м при продольном уклоне до 5 %о и 12 м
при уклонах от 5 до 10 %о (рис. 4.30, а). На городских путепро-
водах и в случаях, когда предъявляются повышенные экологи-
ческие требования, устраивают закрытую систему водоотвода
с устройством продольных лотков и сбросом воды за устоями
моста в канализацию (в городах) либо в локальные очистные
сооружения — дренажные колодцы (рис. 4.30, б).
138
I’iic. 4.30. Мостовое полотно на пролетных строениях с ортотропной
пинтой: а с полужестким барьерным ограждением и непосредственным
водоотводом; б с жестким ограждением и водоотводом за пределы моста;
п фрагмент дорожного покрытия со слоем сцепления на основе эпок-
сидного состава; г — то же, с оклеенной битумно-резиновой гидроизо-
ияцией; 1 перила; 2 металлическое полужесткое барьерное ограж-
цспне из профиля типа «Волна» высотой 0,75 м; 3 — водоотводная трубка;
• дорожное покрытие; 5 — металлическое сварное барьерное ограж-
iriiine жесткого типа; 6 — продольный водоотводный лоток; 7 анти-
коррозийный слой (эпоксидная грунтовка) 60 мкм; 8 — защитный слой
in июксидно-битумной композиции (2,5...4,0 мм), армированный щеб-
и-м фракции 15...20 мм; 9 — двуслойное асфальтобетонное покрытие
нипциной 90(45+45) мм; 10 — подгрунтовка битумом; II — оклеенная
рулонная гидроизоляция толщиной 5...6 мм; 12 — асфальтобетонное
покрытие толщиной 120 мм
В автодорожных мостах легкость стальной коробчатой конст-
рукции достигается также за счет укладки на нее тонкослойного
(кфалыобетонного покрытия проезжей части. В нем (рис. 4.30, в)
используется слой сцепления на основе эпоксидного состава, игра-
ющего роль клея и изоляции. При соблюдении технологического
регламента получается стойкое и долговечное покрытие. Но рабо-
|ы по его нанесению немеханизированы и малопроизводительны.
139
Кроме того, эпоксидный клей вреден для здоровья и довольно
дорогой материал. Устройство покрытия металлического лис-
та ортотропной плиты вызывает существенные технологичес-
кие трудности, т.к. сложно обеспечить хорошую адгезию (сцеп-
ление) защитной гидроизоляции с гладкой поверхностью сталь-
ного листа. За полвека применения ортотропных плит в на-
шей стране были найдены покрытия, лишь частично отвечаю-
щие изложенным выше требованиям.
Поэтому в зарубежных странах предпочитают устройство
гидроизоляционного слоя с использованием рулонных накле-
иваемых битумно-резиновых материалов (рис. 4.30, г). Опыт
применения отечественных материалов типа «Изопласт», «Мо-
стопласт» и др., импортных — «Сервидек/Сервипак», «Биту-
тен/Битушилд» и др. на наших мостах в 90-е гг. XX в. показал,
что при прочих равных качествах эта технология более произ-
водительна, лучше поддается механизации, экономична в срав-
нении с покрытием на эпоксидной основе.
Отдельную проблему составляет борьба с гололедом на ор-
тотропных плитах. Она решается за счет специальных конструк-
ций: многослойных покрытий, подогрева проезжей части и др.
На стороне металлических мостов, как правило, предусмат-
ривают на каждой тротуары, ограждаемые с внешней стороны
перилами высотой не менее 1,1м. Ширина тротуаров назнача-
ется в зависимости от расчетной перспективной интенсивнос-
ти движения пешеходов в час «пик»: пргг пешеходной полосе
0,75 м ее принимают равной 1500 чел/ч. В городах и населен-
ных пунктах ширину тротуаров принимают не менее 1,5 м и
делают кратной 0,75 м. Вне населенных пунктов устраивают
однополосные тротуары шириной не менее 1 м; при отсутствии
пешеходного движения допускается устраивать служебные про-
ходы шириной 0,75 м.
Со стороны проезжей части тротуары и обособленное трамвай-
ное полотно на скоростных дорогах и магистральных улицах дол-
жны быть отделены ограждающими устройствами. На автодорож-
ных мостах обычно создают полужесткое ограждение в виде ме-
таллических столбиков, устанавливаемых через 2...3 м. К ним под-
вешивают на амортизаторах стальной продольный профиль типа
140
«Волна», одиночный или двойной (см. рис. 4.30, а). В городах чаще
усграивают ограждение жесткого типа в виде металлического свар-
ного коробчатого бруса высотой 0,75 м для дорог I...III категорий
и 0,6 м — для дорог более низких категорий (см. рис. 4.30, б).
В последние годы на автодорожных мостах России все шире
применяют металлические полужесткие ограждения, обеспечива-
ющие повышенную безопасность движения по сравнению с ог-
раждением типа «Волна»: ограждения «двойное Fracasso» (по
п<1 шанию итальянской фирмы), отечественная конструкция
ООО «Трансбарьер» и др. Их отличительные особенности — вы-
сога 0,9...1,5 м (в зависимости от условий движения) над уровнем
проезжей части и наличие со стороны проезда двух-трех продоль-
ных отбойно-амортизирующих элементов коробчатого профиля.
Одним из важнейших элементов мостового полотна являют-
i и деформационные швы. Их устраивают на уровне проезжей части
между концами смежных пролетных строений (разрезных или
псразрезных) или между концом пролетного строения и устоем.
Деформационный шов выполняет три основные функции:
) — предотвращение попадания стоков с проезжей части на
опоры во избежание коррозии бетона опор (герметичность шва);
2 — обеспечение свободы линейных и угловых перемеще-
нии концов пролетных строений;
3 — обеспечение ровной поверхности катания колес авто-
мобилей.
Кроме того, швы обязаны удовлетворять требованиям по
прочности, долговечности, технологичности и др.
Для выполнения второй функции (совместно с первой и
। рстьей) конструкции шва должны быть подвижными. Макси-
мальное перемещение А вдоль моста, на которое рассчитыва-
емся деформационный шов, зависит от величины температур-
ного пролета /г (рис. 4.31) и складывается из двух частей:
А = 5, + 8ф, (4.2)
। цс 8, — амплитуда перемещений крайних подвижных опорных частей
к-мнературных пролетов, примыкающих к опоре, над которой устанав-
ливается деформационный шов;
8ф — перемещение деформационного шва от углов поворота опорных
< ечепий пролетных строений при нахождении на них временной нагрузки.
141
Рис 4 31. Температурные пролеты
мостов в различных случаях
Рис. 4 32. Деформационный шов типа
Serviflex ( Waboflex)
нялось большое число раз-
личных типов деформацион-
ных швов. Однако многие из
них недостаточно хорошо
себя зарекомендовали, т.к. в
первую очередь не удовлет-
воряли условиям 1 и 3 и к
тому же обладали низкой на-
дежностью. Поэтому сейчас,
в основном, используют наи-
более прогрессивные импор-
тные конструкции.
Английская фирма Grace
поставляет параметричес-
кий ряд швов типа Serviflex,
рассчитанных на перемеще-
ния от 50 до 330 мм. Ос-
новным элементом шва яв-
ляется поперечная пласти-
на из эластомера — твер-
дой износостойкой резины,
армированной стальными
полосами. Ее прикрепляют
на болтах к металлическим
закладным деталям в смеж-
ных пролетных строениях (рис. 4.32). Однако в нашей стране
такие швы (аналоги — швы Waboflex, Tensa TF Joint), понача-
лу применявшиеся, были изъяты из обихода из-за слабости
болтов крепления эластомерных пластин: их отрывали колеса
транспорта и особенно отвалы снегоочистительных машин.
Наибольшую известность во всем мире имеет фирма Maurer
sohne, выпускающая одноименную продукцию. Конструкция ее
шва Maurer включает стальные поперечные балки специаль-
ного фигурного профиля, в углубления которых заделывают
резиновые эластичные элементы (рис. 4.33). Поперечные балки
142
a
I’nc. 4.33. Деформационный шов типа Maurer, а — общий вид; б — попе-
речный разрез шва. рассчитанного на перемещение 240 мм; 1 — эластич-
ные резиновые элементы; 2 продольные балки; 3 - поперечные балки;
4 — центрирующие устройства; 5 опоры из фторопласта
опираются на продольные, которые, в свою очередь, опираются
по концам смежных пролетов на опоры из фторопласта. При
перемещениях пролетных строений зазоры между поперечны-
ми балками всегда сохраняются постоянными за счет центри-
рующих устройств. Конструкция шва модульная, расчетное
перемещение шва (при одном резиновом элементе) составля-
ет 80 мм. С данным модулем можно собирать швы, рассчи-
ынные на любые перемещения, назначая необходимое число
поперечных балок. Известен пример применения такого шва
на мосту через реку Рейн при перемещении 1,6 м.
143
Рис. 4.34. Деформационный шов гре-
бенчатой конструкции фирмы
FIP INDUSTRIALE
При больших темпера-
турных пролетах применя-
ют также швы гребенча-
той конструкции. В них
имеются поперечные ме-
таллические плиты с греб-
нями и пазами, входящи-
ми друг в друга, напри-
мер, шов фирмы FIP
INDUSTRIALE (Италия),
позволяющий компенсиро-
вать перемещения до 2 м
(рис. 4.34). Их аналог
швы Tensa FlexFinger швей-
царской фирмы Proseq. Но
такие швы негерметичны,
поэтому под ними в зазоре
между пролетными строени-
ями устанавливают попе-
речные водоотводные лот-
ки и решают задачу отвода
воды из лотка за опору
моста.
Вообще, в мировой прак-
тике применяют и другие
типы деформационных швов,
имеется большое число фирм-производителей. Здесь рассмот-
рены три основные наиболее распространенные конструкции.
Глава 5. Сталежелезобетонные
пролетные строения
5.1. Основные типы и область применения
Железобетон и сталь в настоящее время — основные мате-
риалы пролетных строений капитальных мостов. Поэтому
вполне естественно применение наряду с чисто железобетон-
ными и металлическими также объединенных — сталежелезо-
<>с тонных строений. В них бетон и сталь работают в единой
конструкции, что позволяет при определенных условиях наи-
пучшим образом использовать положительные качества каж-
|ого из материалов.
Можно выделить три основных фактора, обусловившие
появление сталежелезобетона в мостах в середине XX в.
Первым из них стало резкое расширение применения желе-
юбстона в строительстве. Развитие его технологии, особенно
сборного и предварительно напряженного, позволило значи-
iciibHO увеличить пролеты, вторгнувшись в область, ранее
ыпятую целиком металлическими мостами. Преимуществом же-
нчобетона является значительно меньшая потребность в ста-
на но сравнению с металлическими пролетными строениями.
< )и обладает большей стойкостью к атмосферным воздействи-
ям, не требует защиты от коррозии. Поэтому расходы на со-
к-ржание железобетонных мостов меньше, чем стальных.
Вторым фактором эволюции мостостроения явилось совершен-
। гпование конструкций проезжей части мостов. Еще в 30...40-е гг.
\\ в. в автодорожных стальных мостах применяли деревянный
П.Ц-.ТИЛ или железобетонную плиту, работающих только поперек
пролета на местные нагрузки (см. рис. 4.3). В железнодорожных
мостах с ездой на балласте взамен подверженного интенсивной
коррозии металлического настила стали применять железобетон-
iioi' балластное корыто (рис. 5.1, а). В такой конструкции метал-
шческая и железобетонная конструкции изолированы от воды,
V ыпяемой из балласта через водоотводные трубки. Однако при
пом вес пролетного строения существенно увеличивается, в свя-
п| с чем возрастают затраты металла на главные балки.
и. .и з
145
Рис. 5.1. Поперечные сечения пролет-
ного строения с ездой на балласте,
уложенном на железобетонную пли-
ту: а обычная плита; б стале-
железобетонная; I — плита; 2—упор;
3 — верхний пояс главной балки
Усовершенствование ука-
занных конструкций стало воз-
можным за счет жесткого со-
единения упорами железобе-
тонной плиты с главными бал-
ками для совместной работы —
плита используется в работе
на сжатие верхнего пояса бал-
ки (рис. 5.1, б). Этим приемом
можно существенно умень-
шить площадь сечения верхне-
го пояса металлической балки,
увеличить жесткость пролетно-
го строения, т.е. снизить вы-
соту балок в сравнении с без-
балластной ездой (см. главу 3).
Металлоемкость сталежелезо-
бетонных пролетных строе-
ний оказывается не выше, чем
цельнометаллических.
Таким образом, в сталеже-
лезобетонных мостах анало-
гично стальным пролетным строениям с ортотропной плитой
используется принцип совмещения функций — в сплошностен-
чатых пролетных строениях с ездой поверху плита проезжей
части работает поперек моста на местную нагрузку и одновре-
менно является составной частью верхнего пояса главных ба-
лок, а также заменяет собой верхние продольные связи.
Третий фактор — это стремление рассматривать пролетное
строение как единое пространственное целое, обеспечивать со-
вместную работу плоскостных частей пролетного строения (глав-
ных балок или ферм, проезжей части и связей) и учитывать ее
в расчетах. В стальных пролетных строениях начали отказы-
ваться от шарниров и разрывов, которые прежде устраивали
для приближения действительной конструкции к упрощенной
расчетной схеме. В практику широко вошли статически нео-
пределимые системы, особенно комбинированные. Подобное
146
i тало возможным благодаря прогрессу строительной механи-
ки и вычислительной техники.
В большинстве сталежелезобетонных пролетных строений желе-
юпстон в составе главных балок или ферм первоначально исполь-
юнали только в сжатой зоне, считая, что в растянутой он выключен
и । работы. Однако впоследствии развитие предварительно напря-
। .-иных конструкций открыло возможность эффективного исполь-
юиания железобетона и в ней. В этих конструкциях реализуется
но 1можность повышения трещин остойкости железобетонных эле-
ментов за счет их предварительного обжатия. Растягивающие на-
пряжения воспринимаются преднапряженными стальными элемен-
ыми (канатами или пучками высокопрочной проволоки).
Сталежелезобетонные пролетные строения, включая редко
применяемые конструктивные формы, отличаются большим
многообразием. Их можно классифицировать, например, по
i псдующим признакам:
по виду главных балок (ферм): сплошностенчатые одноплит-
ные (рис. 5.2, й); сплошностенчатые коробчатые (рис. 5.2, б, в);
р 1пстчатые; комбинированные — сплошностенчатые с решет-
чатыми (рис. 5.2, г...е);
по наличию предварительного напряжения: без предваритель-
ною напряжения и регулирования усилий; с предварительным
напряжением и регулированием без натяжения высокопрочной
арматуры и с натяжением высокопрочной арматуры;
по технологии устройства железобетонной плиты: со сборной
пинтой; с монолитной плитой; со сборно-монолитной плитой;
по внешней статической схеме: балочные разрезные (см. рис. 5.2, а);
ьа ночные неразрезные (см. рис. 5.2, б, в); балочные защем-
u иные; балочно-консольные; рамные; арочные; комбиниро-
ванные (см. рис. 5.2, г...е);
по расположению езды: с ездой поверху (см. рис. 5.2, а...г),
понизу (см. рис. 5.2, е) или посередине (см. рис. 5.2, <Э).
В решетчатых конструкциях сталежелезобетон может использо-
паться наряду с ездовыми поясами и в противоположных поясах.
Наиболее распространены сплошностенчатые одноплитные
палочные разрезные и неразрезные пролетные строения с ез-
цон поверху.
147
Рис. 5.2. Виды сталежелезобетонных пролетных строений
Для них характерна двухстадийная работа элементов:
• на первой производится монтаж металлоконструкций и
устройство железобетонной плиты; здесь до объединения час-
тей для совместной работы все постоянные и временные мон-
тажные нагрузки воспринимаются металлической балкой;
• на второй железобетонная плита и стальная балка рабо-
тают совместно на вторую часть постоянных нагрузок (вес
мостового полотна) и временные нагрузки.
Усилия в стальной балке на двух стадиях суммируются, на них
возможно предварительное напряжение и регулирование усилий.
Технико-экономические показатели сталежелезобетонных
пролетных строений представляют интерес в сопоставлении с
показателями железобетонных и стальных пролетных строений.
В железнодорожных мостах стальные и сталежелезобетон-
ные пролетные строения свыше 30...35 м имеют существенно
148
учите показатели, чем железобетонные. Но при пролетах свыше
<.(» м стальные решетчатые становятся более рациональными.
Согласно зарубежным данным (США) по показателю рас-
кола металла автодорожные сталежелезобетонные пролетные
i । роения эффективны до пролета длиной 105 м. В нашей стра-
не, с учетом применяемого предварительного напряжения,
рапидный пролет получается гораздо большим — 140 м, а
i учетом приведенных затрат — обычно ПО...120 м.
До сих пор считалось, что область малых пролетов (до 30... 40 м)
целиком принадлежит железобетону. Однако исследования оте-
чественных инженеров (в частности, Санкт-Петербургской фир-
мы «Стройпроект») доказана эффективность сталежелезобето-
IHI с монолитной плитой и при малых пролетах. Отсюда следу-
CI, что рассматриваемый материал захватывает все большее
пространство в мостостроении.
Сопоставление сталежелезобетонных пролетных строений с
железобетонными представляет определенные трудности. Потреб-
ность в стали для сталежелезобетонных конструкций в 1,5...2 раза
мыше, чем для железобетонных, но объем бетона в первом слу-
чае почти не зависит от длины пролета, тогда как во втором
нот показатель увеличивается с длиной пролета. Соответственно
по«растает конкурентоспособность сталежелезобетона.
Таким образом, можно выделить следующие основные об-
иасти рационального применения сталежелезобетона в мостах:
♦ железнодорожные мосты с ездой поверху пролетом 30... 60 м,
причем он может применяться и в меньших пролетах в услови-
иX, «атрудняющих применение как железобетонных, так и сталь-
ных пролетных строений;
♦ автодорожные и городские мосты с ездой поверху сред-
них и больших пролетов (40... 120 м) в условиях, определяю-
щих рациональность применения сталежелезобетонной конст-
рукции, в ряде случаев возможно применение сталежелезобе-
юна и в малых пролетах (меньше 40 м).
Кроме того, в отдельных обоснованных случаях могут при-
меняться мосты других систем с ездой понизу и посередине,
имеющие железобетонную плиту проезжей части, полностью или
частично включенную в работу несущей стальной конструкции.
149
5.2. Объединение железобетонных и стальных
частей конструкции для совместной работы
Стык железобетонной и стальной частей конструкции в ста-
лежелезобетонных пролетных строениях является наиболее от-
ветственной деталью. Он обеспечивает совместную работу
частей, выполняемых из материалов с разными физико-механи-
ческими свойствами, за счет передачи через стык сдвигающих и
отрывающих усилий в объединенном элементе. Усилия возни-
кают как от силовых, так и от температурно-климатических
воздействий, усадки и ползучести бетона под нагрузкой.
Более чем за полвека применения сталежелезобетона в оте-
чественной и мировой практике было разработано многооб-
разие типов упоров (рис. 5.3), которые можно классифициро-
вать, по крайней мере, следующим образом: 1 — упоры, ук-
репленные на стальном элементе, входящие в тело плиты при
ее монтаже (бетонировании); 2 — упоры в виде закладных частей
сборных блоков плиты, соединяемых на монтаже со стальным
элементом; 3 — объединение сборной плиты и пояса на ВПБ,
обжимающих плиту.
Среди стыков первой группы наиболее простым является же-
сткий упор, т.е. выступающая деталь, работающая подобно шпонке
(рис. 5.3, а). Он ставится поперечной упорной плитой навстречу
направлению сдвига бетонной части относительно стальной. За
счет изменения конструкций жестких упоров (рис. 5.4) можно
добиваться значительной несущей способности упора. Причем,
если приварка упора по условиям концентрации напряжений в
околошовной зоне пояса балки нежелательна, упоры можно при-
креплять к поясу на ВПБ.
Рис. 5.3. Принципиальные типы упоров: а — жесткий; б— гибкий
штыревой; в — вертикальный анкер; г — наклонный анкер
150
Рис. 5.4. Варианты жестких упоров: а—в — уголковые; г — из тавра,
приваренного торцом; д — дугообразный; е — двухстенчатый; ж —
одностенчатый; з — пилообразный; и — упрощенные сварные
151
Однако при жестких упорах в бетоне плиты происходят
деформации местного смятия и возникает существенная кон-
центрация напряжений. При интенсивном движении тяжелых
временных нагрузок и больших колебаниях температуры в
течение года железобетонная плита может быстро разрушать-
ся в местах соединения, снижая тем самым долговечность кон-
струкции в целом.
В зарубежном мостостроении, в последнее время и в отече-
ственной практике, при устройстве монолитных плит приме-
няют гибкие упоры штыревого типа, привариваемые в опреде-
ленном порядке к верхним поясам балок (рис. 5.5). В силу
ограниченных размеров гибкий упор обладает значительно
меньшей несущей способностью, чем жесткий, но работает пре-
имущественно на изгиб наподобие нагеля (см. рис. 5.3, б).
Наибольшее смятие бетона возникает у основания штыря.
Благодаря податливости упора обеспечивается возможность от-
носительного сдвига железобетонной и стальной частей без
Рис. 5.5. Приварка гиб-
ких штыревых упоров
с головками
образования разрушений в бетоне.
Если гибкий упор заанкерить в бе-
тоне, он будет воспринимать не толь-
ко сдвигающие, но и отрывающие
усилия и косые растягивающие на-
пряжения. Такой стык, направленный
перпендикулярно к плоскости сдви-
га, называется вертикальным анкером
(см. рис. 5.3, в).
Следующим видом упоров первой
группы является наклонный анкер (см.
рис. 5.3, г). Если его наклонять вдоль
направления сдвигающей силы, растя-
гивающее усилие в нем, передающее-
ся на бетон сцеплением и анкеровкой,
будет увеличиваться, а усилия изгиба,
передающиеся смятием бетона поперек
анкера, уменьшаться.
При нежелательности приварки вер-
тикальных или наклонных анкеров
152
непосредственно к поясу балки их можно прикреплять к пла-
стинам, присоединяемым на монтаже к поясу ВПБ. Такое ре-
шение позволяет предохранить гибкие анкеры от повреждения
при транспортировке и монтаже балок.
Прогрессивным типом стыков первой группы, активно внедря-
емым в практику, считается гребенчатый упор (рис. 5.6). Он пред-
ставляет собой одну или две вертикальные продольные пластины,
приваренные по всей длине пояса. В пластине выполняют вырезы,
которые могут иметь различную конфигурацию и служат для про-
пуска поперечной арматуры нижней (иногда верхней) сетки плиты.
В этом случае в зоне упора бетон работает на смятие по площади
контакта с упором и арматурой, пластина — на сдвиг, а ее попереч-
ная арматура — на срез и смятие. Но несущую способность стыка
и целом определяет прочность бетона. Гребенчатый упор по своей
податливости занимает промежуточное положение между жестким
и гибким упорами. Возможно также комбинированное соединение,
например жесткого и гибкого петлевого упоров, воспринимающее
одновременно сдвигающие и отрывающие усилия по стыку.
Гис. 5.6. Поперечное сечение стыка (а) и варианты гребенчатого упора (б): 1 —
продольная пластина с вырезами: 2, 3 - соответственно нижняя и верхняя
арматурные сетки плиты
153
Рис. 5.7. Варианты упоров в виде закладных частей сборных блоков пли-
ты, соединяемых на монтаже со стальным элементом посредством сварки
(а—в), на высокопрочных болтах (г, д), комбинированное решение (с): I —
балка; 2 — сборный блок плиты; 3 — двухстенчатая закладная деталь; 4 —
монтажный сварной шов; 5 — инъектируемый раствор; 6 — листовая зак-
ладная деталь с жестким упором; 7 — обойма с дном; 8 — анкер; 9 — высо-
копрочный болт; 10 — закладная деталь с приваренной к ней продоль-
ной перфорированной полосой; II —накладки; 12 — перфорированная
полоса; 13 — продольный уголок с отверстиями под болты
154
Из рассмотренных типов стыков первой группы жесткие и
комбинированные упоры применяют преимущественно в кон-
струкциях со сборными плитами, остальные — только при
монолитных плитах.
Упоры в виде закладных частей сборных блоков плиты мо-
гут соединяться на монтаже со стальным элементом сваркой
(рис. 5.7, о...в) или на высокопрочных болтах (рис. 5.7, г, <));
нозможно также комбинированное решение (рис. 5.7, е). Уст-
ройство стыков такого типа избавляет от необходимости омо-
ноличивания жестких упоров на монтаже сборной плиты, но, в
спою очередь, требует тщательной пригонки деталей, качествен-
ной сварки тавровых швов с разделкой листа либо специальной
подготовки контактных поверхностей для постановки болтов.
Возможно также непосредственное объединение сборной
плиты и ездового пояса балки на ВПБ, обжимающих плиту
(рис. 5.8). Такое соединение представляет собой разновидность
фрикционного стыка с трущейся парой «бетон—сталь». В прин-
ципе, оно реализуемо в мостах любого типа, но находит пре-
имущественное применение 1
балластной плитой (см. рис.
Разработка и применение
пых железобетонных плит
проезжей части вызвано при-
нятой в нашей стране еще с
1950-х гг. технической поли-
тикой, направленной на ин-
дустриальное изготовление
конструкций. В настоящее
время наблюдается тенден-
ция к преимущественному
применению монолитного
железобетона (что обеспечи-
вает качество и долговеч-
ность конструкции), а следо-
в.нсльно, к использованию,
в основном, гибких и гребен-
чатых упоров.
i железнодорожных мостах с без-
3.3).
разнообразных стыков для сбор-
Рис. 5.8. Болтовое объединение сбор-
ной плиты и ездового пояса балки:
I — высокопрочный болт диаметром
22 (24) мм; 2 - отверстие в бетоне ди-
аметром 50 мм; 3 — распределитель-
ная подкладка размером 100 х 100 х
х 16 (20) мм; 4 — арматурный каркас
155
5.3. Приемы предварительного напряжения
и регулирования усилий
Как отмечалось выше, в типичной сталежелезобетонной кон-
струкции железобетонная плита вступает в работу только на второй
стадии — после объединения ее со стальной частью пролетного
строения. Для более эффективного использования плиты, а зна-
чит, возможно большей экономии металла балок применяют
искусственное регулирование усилий на обеих стадиях.
В разрезных балках и на участках с положительными изгибаю-
щими моментами неразрезных для использования плиты на пер-
вую часть постоянной нагрузки можно применить специальные
способы производства работ, в частности, устроить в пролете вре-
менные опоры для придания металлическим балкам обратного вы-
гиба до устройства железобетонной плиты (рис. 5.9, а и 5.9, б- 1).
За счет этого в стадии 1 напряжения в поясах пролетного строе-
ния уменьшаются регулируемым образом. После набора бетоном
плиты прочности временную опору убирают, и нагрузки на балку,
вновь работающую полным пролетом, воспринимаются уже объе-
диненной конструкцией. В итоге усилия в металлической части
оказываются меньшими, чем без регулировки.
В растянутых зонах неразрезных балок аналогичного эф-
фекта можно добиться путем предварительного вертикально-
го перемещения (опускания или поднятия) опорных точек бал-
ки (рис. 5.9, б—2). В приведенном примере после опускания
концов двухпролетной неразрезной балки уменьшаются поло-
жительные изгибающие в пролетах и возрастают отрицатель-
ные моменты в зоне средней опоры. Но после устройства пли-
ты и поддомкрачивания концов балки (см. рис. 5.9, б—2) опор-
ные моменты снижаются с обжатием плиты в данной зоне и
повышением ее трещиностойкости. При этом моменты в про-
летах возрастают, но они воспринимаются уже объединенной
конструкцией, так что усилия в стальной части оказываются
меньшими, чем без регулировки.
Возможна также установка в растянутой зоне железобетон-
ной плиты предварительно напряженной арматуры, замоноли-
ченной в бетон — прием, аналогичный предварительно напря-
156
женным железобетонным балкам. Применяют и открытую
шпренгельную арматуру (рис. 5.10).
Разумеется, выше представлена далеко не вся гамма воз-
можных способов искусственного регулирования усилий в ста-
лежелезобетонных конструкциях. Но приведенные основные
способы убедительно иллюстрируют действие закона взаимо-
связи конструкции и технологии сооружения моста — за эко-
номию металла главных балок приходится «платить» услож-
нением технологии и дополнительными затратами на вспомо-
гательные сооружения.
1р 1
Рис. 5.9. Регулировка усилий в разрезных пролетных строениях за счет
поддомкрачивания на временных опорах (а) и схема создания началь-
ных сжимающих напряжений в железобетонной плите в неразрезных
палках (б): I — сжатая зона, поддомкрачивание крайних пролетов; 2 —
растянутая зона, за счет вертикального перемещения опорных точек
с последующим возвращением в проектное положение
157
Рис. 5.10. Неразрезные пролетные строения со шпренгельной высоко-
прочной арматурой: а — мост в Монтаборе; б — Северный мост через
р. Рейн у Дюссельдорфа; 1 — стальные канаты; 2 — направляющие; 3 —
усиленные поперечные связи
158
5.4. Пролетные строения железнодорожных мостов
Применение сталежелезобетонных пролетных строений в же-
иезнодорожных мостах началось в СССР в 1949 г., когда 18
нжих сооружений длиной от 27 до 42 м, запроектированных
Лснтрансмостпроектом и ЦНИИ Проектстальконструкция (ИСК),
были установлены на виадуках Львовской железной дороги.
Монолитное железобетонное балластное корыто включалось в
раобту наклонными арматурными анкерами (см. рис. 5.3, г).
()собеиность конструкции составляли высокие (до 60 см) про-
дольные железобетонные ребра плиты над стальными балками.
Цердый опыт применения пролетных строений с монолит-
ной“плитой оказался относительно удачным. Поэтому такие
конструкции пролетом до 60 м стали применять и на других
мостах. ^Но после недолгой эксплуатации на концах пролет-
пых~строений с высокими железобетонными ребрами были
обнаружены трещины, вызванные усадочными и температур-
ными воздействиями. Эти обстоятельства были учтены ПСК
при разработке типовых пролетных строений пролетом 16; 21,5;
17 и 32,5 м под нагрузку Н8. Но они не получили практичес-
кого распространения.
В 1955 г. Трансмостпроектом были разработаны унифициро-
п.шные клепаные сталежелезобетонные пролетные строения с ез-
дой на балласте пролетами 23; 27; 33,6; 45; 55 и 66 м. Высота ребра
пииты в них снизилась до 300 мм, железобетон и сталь объедини-
П11 уже жесткими дугообразными упорами (см. рис. 5.4, д). Осо-
вев иостью пролетных строений пролетами 45, 55 и 66 м явилось
применение двухъярусной стальной конструкции (см. рис. 4.1, а),
|р;шспортируемой и устанавливаемой пространственными блока-
ми на временных опорах. Однако устройство двухъярусных кон-
। рукций с большим числом дополнительных связей привело к
усложнению монтажа и значительному перерасходу стали.
На основе широких исследовательских работ в 1962 г. Гип-
Р<> । рансмостом (бывший Трансмостпроект) были спроектиро-
ii.iiibi типовые унифицированные пролетные строения пролетом
15 и 55 м нового типа — сварные из низколегированной стали
। монтажными соединениями на ВПБ и индустриальными кон-
i грукциями сборного железобетонного балластного корыта.
159
Решение стальной части конструкции — сварные балки высо-
той 3,6 м — позволило исключить ярусы и продольные стыки.
Объединение железобетона со стальными балками не требова-
ло мокрых работ (использовали закладные детали в виде на-
клонных петлевых анкеров и фланцев, крепящихся к верхним
поясам балок ВПБ). Поперечные стыки блоков корыта, распо-
лагаемые через 2,4 м, замоноличиваются после сварки про-
дольной арматуры.
Следует отметить, что болтосварные пролетные строения
проектировки 1962 г. оказались весьма экономичными: клепа-
ное пролетное строение требовало в 1,5 раза больше стали.
Достигнута довольно высокая степень унификации, особенно
железобетонной конструкции.
В последующие годы типовой проект был расширен и усо-
вершенствован. С 1970 г. на сети железных дорог смонтирова-
но большое число пролетных строений пролетами от 18,2 до
45 м (см. табл. 5.1).
Таблица 5.1
Основные характеристики типовых сталежелезобетонных
пролетных строений с ездой на балласте
Полная длина, м Расчет- ный пролет, м Высо- та главной балки, м Строи- тель- ная высо- та, м Шири- на, м Масса металла, т Объем бетона плиты проез- жей части, м3
основ- ных конст- рук- ций мосто- вого полот- на и пр. опор- ных частей
Типовой проект серия 3.501-49 (инв. № 739, ГТМ, 1976 г.)
18,8 18,2 1,2 2,19 2,0 17,4 3,6 2,2 29,2
23,6 23,0 1,5 2,44 2,0 24,4 4,4 3,2 35,4
27,6 27,0 2,0 2,94 2,0 31,7 4,9 3,2 41,6
34,2 33,6 2,0 2,97 2,0 49,0 6,0 3,2 51,8
45,8 45,0 3,6 4,86 2,3 82,7 10,1 3,5 86,2
55,8 55,0 3,6 4,91 2,3 121,6 11,9 6,0 104,7
Типовой проект серия 3.501.9-151 (ГТМ, 1989г.)
18,8 18,2 1,1 1,91 1-1,1-1 23,1 5,4 4,4 21,5
23,6 23,0 1,3 2,16 1-1,1-1 33,1 6,5 6,4 27,1
27,6 27,0 1,5 2,42 1-1,1-1 41,2 8,5 6,4 31,5
34,2 33,6 2,0 2,80 1-1,1-1 62,1 12,6 6,4 38,3
45,8 45,0 2,6 3,46 1-1,1-1 106,9 17,0 7,0 51,6
160
Пролетные строения рассматриваемого типового проекта
предназначены для эксплуатации под нагрузкой С14 в обыч-
ных и северных климатических условиях. Металлоконструк-
ции изготавливают из сталей марок 15ХСНД и 10ХСНД, же-
лезобетонные плиты балластного корыта — из бетона классов
В40 и F300. Основная несущая арматура — периодического
профиля диаметром 16 мм класса А-П.
Металлоконструкции пролетных строений пролетами 18,2;
23,0; 27,0; 33,6 м имеют расстояния между осями главных ба-
лок 2 м и высоты, позволяющие делать конструкцию цельно-
перевозимой, свариваемой и собираемой на болтах в заводс-
ких условиях (рис. 5.11). Железобетонная плита балластного
корыта разделена на сборные блоки длиной по 2,98 м, омо-
поличиваемые с жесткими упорами и между собой в попереч-
ных стыках (рис. 5.12).
Объединение блоков плиты с металлическими балками разра-
ботано в двух вариантах. В первом упоры — жесткие подковооб-
разные, крепятся к верхним поясам балок на ВПБ (рис. 5.13, «),
но втором связь блоков с балками осуществляется также на бол-
। ах, но через фланцы закладных деталей в плите с приваренными
к ним гибкими петлевыми анкерами (рис. 5.13, б, в). Второй ва-
риант позволяет сократить объем мокрых работ.
Металлоконструкции пролетных строений устанавливают на
опоры целиком консольным краном ГЭПК-130У, после чего
опоки плиты монтируются краном на железнодорожном ходу,
перемещающимся по пролетному строению.
Пролетные строения длиной 45 и 55 м перевозят отдельны-
ми габаритными балками высотой 3,6 м. Монтаж их также
возможен консольным краном ГЭПК-130У, но пролет 45 м
|ребует укрупнительной сборки на подходе к мосту, а пролет
^*» м монтируют тремя пространственными блоками длиной
I /,4; 21 и 17,4 м (также предварительно укрупняемыми) на двух
временных опорах.
В 55-метровом строении расстояние между осями балок 2,3 м
и высота в 1/24 пролета оказались возможными, так как со-
вместно с балками работает широкая и жесткая железобетон-
пи» плита (рис. 5.14).
11 'ИМ
161
Рис. 5.11. Металлоконструкции сталежелезобетонного сварного пролет-
ного строения пролетом 18,2 м для железнодорожных мостов по типо
вому проекту Гипротрансмоста 1969 г.: а — вид по фасаду; б — план;
в — поперечное сечение на опоре; г — то же, в пролете
162
350
Цементный
раствор
Рис. 5.12. Балластное мостовое полотно сталежелезобетонных пролетных
i троений с жесткими упорами на главных балках: а — поперечное сече-
ние; б — план сборных железобетонных блоков балластного корыта;
в — поперечный стык омоноличивания блоков
Несмотря на широкое применение рассмотренных типовых
пролетных строений, в 2001 г. проект 1962 г. был отменен МПС
и связи с аварией одного из мостов. Хотя, следует заметить,
•по причинами аварии стали не просчеты, допущенные в про-
екте, а нарушение строителями технологического регламента
и некачественное выполнение работ.
Стремление повысить индустриальность сталежелезобетонных
пролетных строений и полностью исключить мокрые работы на
монтаже привело к созданию нового типового проекта, разрабо-
П1ПИОГО Гипротрансмостом в 1989 г. (см. табл. 5.1 и рис. 5.15).
163
Рис. 5.13. Конструкция упоров сталежелезобетонных пролетных строе-
ний: а — жесткий подковообразный упор с приваренными вертикально
арматурными стержнями; б — закладная деталь с гибкими анкерами;
в — сопряжение закладной детали с верхним поясом балки
А—А
Рис. 5.14. Общий вид болтосварного сталежелезобетонного пролетно-
го строения с ездой на балласте пролетом 55 м по типовому проекту
Гипротрансмоста 1969 г.
164
wii
j (и-1)х4400 j
I'ur. 5.15. Схемы сварных сталежелезобетонных пролетных строений
вышкой заводской готовности пролетами от 18,2 до 45 м по типовому
проекту Гипротрансмоста 1987 г.: а — общий вид; б—г — поперечные
< нения соответственно однопутных, двухпутных, многопутных мостов
165
Пролетные конструкции высокой заводской готовности длина-
ми 18,2; 23; 27; 33,6 и 45 м разработаны для установки на одно-
путных и многопутных железнодорожных мостах, на прямых и
кривых участках радиусом до 300 м, а также в сейсмических районах
с расчетной сейсмичностью до 9 баллов. Пролетные строения
изготавливают из сталей 15ХСНД-2 (обычное и северное испол-
нение А) и 10ХСНД-3 (северное исполнение Б). Железобетонные
плиты изготавливают из бетона классов В35 и В40. Ширина
балластного корыта 4,6 м обеспечивает ведение путевых работ в
комплексе с работами на подходах к мостам (рис. 5.16).
Основной несущей конструкцией каждого пролета являют-
ся две коробчатые балки с раздельными железобетонными
плитами, включенными в совместную работу с верхними по-
ясами балок с помощью жестких (уголки сечением 100 х 100 х
х 12 мм) и гибких (болты диаметром 22 мм, длиной 140 мм)
упоров. Кроме них, на концах коробок предусмотрены подко-
вообразные упоры из гнутого листа сечением 140 х 10 мм.
Рис. 5.16. Поперечные разрезы сталежелезобетонного пролетного стро-
ения высокой заводской готовности: а — в пролете; 6 — вид с торца
166
Пролетные строения длиной до 34,2 м включительно пере-
возят цельнопролетными блоками на обычных железнодорож-
ных платформах, а длиной 45 м — на транспортерах грузо-
подъемностью 120 т. Все балки спроектированы на возмож-
ность установки в пролет поблочно (без тротуаров и баллас-
га) консольным краном ГЭПК-130У. Максимальная масса мон-
тажного блока длиной 45,8 м — 112 т.
Как видим, применение сталежелезобетона в железнодорожных
мостах дает существенную экономию стали (сравним данные
табл. 3.1 и 5.1). Наиболее эффективен он в пролетных строени-
ях высокой заводской готовности. Но следует заметить, что при-
менение данного типового проекта сдерживается, так как при
тготовлении пролетных строений появляется технология ук-
надки монолитного железобетона плиты. А для этого выпол-
ненную на заводе мостовых металлоконструкций (ЗММК) сталь-
ную балку необходимо траспортировать на другой завод —
мостовых железобетонных конструкций (МЖБК) или полигон.
Таким образом, в отечественной практике строительства
железнодорожных мостов в основном используют типовые
конструкции сталежелезобетонных сплошностенчатых строе-
ний. За рубежом более широко применяют конструкции инди-
нндуальной проектировки, в том числе неразрезные балочные.
5.5. Пролетные строения автодорожных мостов
со сплошными стенками
В отличие от железнодорожных мостов в автодорожных вари-
нн гы пролетных строений намного многообразнее (см. рис. 5.2).
11<> при индустриальном строительстве преимущественное разви-
। нс получили опять же типовые сплошностенчатые балочные кон-
। । рукции с ездой поверху, разрезные и неразрезные.
Чаще всего пролетные строения имеют одноплитное попереч-
ное сечение, включающее две или несколько стальных главных
Пипок (рис. 5.17, а...в). Выбор их числа рассмотрен в главе 4
(ем. рис. 4.4, а — б). Как правило, стальные балки имеют не-
। пмметричное поперечное сечение с облегченным верхним по-
пе ом, сечение которого определяется работой балки в стадии 1.
II основном, для размещения упоров железобетонную плиту
выполняют с вутами или ребрами над балками.
167
a
б
в
Рис. 5.17. Типы поперечных сечений сплошностенчатых сталежелезобе-
тонных пролетных строений (п...е) и варианты устройства их проезжей
части (ж...м)
В неразрезных строениях больших пролетов переходят на
коробчатые поперечные сечения с возможным выполнением
нижней плиты коробок из стали (рис. 5.17, г, д). Иногда в
опорных зонах неразрезных балок сжатую нижнюю плиту це-
лесообразно изготавливать так же из железобетона, превратив
тем самым пролетное строение в двухплитное (рис. 5.17, е).
Число главных балок и их размещение в поперечном сечении
моста тесно связано с устройством проезжей части. Простей-
шая конструкция состоит из плоской железобетонной плиты
(рис. 5.17, ж). Она наиболее технологична, но рациональна при
расстоянии между главными балками до 5...6 м, а при попереч-
ном преднапряжении плиты — и при больших расстояниях.
При увеличенных расстояниях между главными балками
возможны другие схемы проезжей части:
• устройство стальных продольных балок (прогонов), опи-
рание их на поперечные рамы или усиленные поперечные связи
(рис. 5.17, з);
168
• устройство стальных поперечных балок (обычно с консо-
лями), обеспечение работы плиты на изгиб как опертой по
контуру (рис. 5.17, и).
Ребристая железобетонная плита, включающая железобетон-
ные балки проезжей части одного или двух направлений, может
быть рациональна при необходимости иметь достаточно высо-
кие продольные ребра над главными балками (рис. 5.17, к, л).
Однако следует предостеречь от устройства слишком высоких
ребер — обычно нейтральная ось объединенного сечения сильно
приближается к нижней поверхности плиты и тогда нижняя
часть ребра оказывается растянутой. Опирание железобетон-
ной плиты только на ярусно расположенные стальные попе-
речные балки применяют иногда для получения податливого
объединения железобетонной плиты со стальными главными
балками (рис. 5.17, м). Рациональная компоновка поперечно-
го сечения пролетного строения должна выявляться деталь-
ным сравнением вариантов.
В большинстве случаев сплошностенчатые пролетные строе-
ния имеют поперечные и нижние продольные связи (верхних
нет). Иногда устанавливают временные связи, обеспечивающие
устойчивость сжатых верхних поясов балок до объединения их
с железобетонной плитой. Но обычно устойчивость верхних по-
ясов при монтаже обеспечивается поперечными связями.
Нижние продольные связи целесообразно использовать для
улучшения работы пролетного строения на кручение, поэто-
му их делают довольно мощными. Необходимы они и при
монтаже, но для восприятия горизонтальных нагрузок после
объединения железобетонной и стальной частей конструкции
не нужны.
В 1946 г. ПСК были выпущены первые типовые проекты
обьединенных пролетных строений со сварными балками из
углеродистой стали, с клепаными монтажными соединениями и
монолитной плитой проезжей части для пролетов 21; 32,4 и 42,5 м
। .(барита Г-7. Характерная черта компоновки первых пролет-
ных строений — поперечное сечение из четырех главных балок,
расставленных на расстояния 1,8...2 м. Столь частое расположе-
ние объяснялось низкой прочностью бетона и стремлением обой-
169
тись без балочной клетки. Такие конструкции обладали наи-
большей простотой и наименьшей трудоемкостью, что было
особенно важно в период восстановления транспорта, но дос-
тигали этого за счет перерасхода стали.
Необходимость экономии стали заставила обратиться в конце
50-х гг. XX в. в соответствии с принципом концентрации ма-
териала к поперечным сечениям с двумя главными балками.
В этом направлении соревновались две проектные организа-
ции: Киевский филиал Союздорпроекта (КФ СДП) и ЦНИИ
ПСК. В 1957... 1961 гг. ими были выпущены серии типовых
проектов разрезных и неразрезных сталежелезобетонных стро-
ений для пролетов в свету от 40 до 80 м и габарита Г-7, расчет-
ные нагрузки — Н-18 и НК-80 (впоследствии — Н-30 и НК-80).
В пролетных строениях КФ СДП железобетонная плита (сбор-
ная или монолитная) опиралась только на стальные главные
балки, расставленные на 5 м. В связи с этим блоки сборной
плиты имели повышенную толщину 22 см. Блоки, объединяе-
мые с балками на жестких упорах, имели узкие поперечные
стыки со шпонками, заполняемые цементно-песчаным раство-
ром, без сварки продольной арматуры. Как показал опыт эк-
сплуатации, такие стыки быстро разрушались, выводя значи-
тельную часть плиты из совместной работы с главными балка-
ми, усилия в которых возрастали и балки получали значитель-
ные прогибы. В пролетных строениях ПСК расстояние между
главными балками принято 5,8 м. Наличие прогона, уменьша-
ющего вдвое пролет железобетонной плиты поперек моста,
позволило уменьшить ее толщину до 14 см.
В целом 50-е гг. XX в. явились периодом наиболее интен-
сивного развития конструктивных форм сталежелезобетонных
пролетных строений, разработки теории их действительной ра-
боты, методов расчета и норм проектирования.
В дальнейшем монополия на проектирование типовых ста-
лежелезобетонных пролетных строений автодорожных мостов
перешла к Ленгипротрансмосту (нынешнее ОАО «Трансмост»).
За основу типовых проектов, разработанных им в 60-е гг.
прошлого века и неоднократно переработанных впоследствии,
взята компоновка поперечных сечений ПСК.
170
Типовые конструкции запроектированы под габариты про-
езда, соответствующие IV (Г-8), III (Г-10) и II (Г-11,5) катего-
риям автодорог, временные нагрузки — Al 1 и НК-80. Пролет-
ные строения из сталей марок 15ХСНД и 10ХСНД выпускают
в обычном и северном исполнениях. Пролетные строения имеют
различные схемы (табл. 5.2): разрезные и неразрезные, со сборной
железобетонной плитой проезжей части, объединяемой с главны-
ми балками и прогоном жесткими упорами аналогично железно-
дорожным мостам. Поперечные стыки плит, располагаемые через
2,5 м, подобны изображенным на рис. 5.12, в. Примеры пролетных
строений типовых серий показаны на рис. 5.18 и 5.19.
Таблица 5.2
Конструктивные показатели типовых сталежелезобетонных пролет-
ных строений автодорожных мостов (длина монтажного блока 10,5 м)
Схема пролетного строения, м Полная длина, м Строи- тельная высота в пролете, м Масса металла, т Объем, м ’
пролет- ного строения опорных частей железо- бетон- ной пли- ты бетона проезжей части
Типовой проект серия 3.509.9-62 (Г-8 + 2 X 1,5 м)
42 42,6 36,00 77,1 3,0 86,6 50,5
1x42 126,6 31,00 217,5 10,9 255,3 150,3
63 63,6 3,79 161,3 4,0 129,6 75,0
42 + 63 + 42 147,6 37,00 300,6 12,7 296,4 175
1x63 189,6 3,77 450,5 14,9 381,5 225
(,3 + 84 + 63 210,6 3,77 544,1 16,4 423,8 250
61 + 2 х 84 + 63 294,6 4,21 768,5 31,1 593,2 345
63 + 3 х 84 + 63 378,6 4,21 983,1 43,0 761,0 449
Типовой проект серия 3.503-50 (Г-10 + 2Х 1 м)
12 42,6 3,15 87,9 3,2 113 63,1
1x42 126,6 3,18 260,2 7,2 334 187,8
1? + 63 + 42 147,6 3,20 345,8 14,4 394 218,8
1x63 189,6 3,88 544,5 15,7 508 281,2
61 + 84 + 63 210,6 3,92 635,3 19,7 565 312,6
< 1 + 2 х 84 + 63 294,6 4,33 898,9 31,0 773 437,5
Типовой проект серия 3.503-50 (Г-11,5 + 2 х 1 м)
1 42,6 3,15 87,2 3,2 127,6 72,6
1 к42 126,6 3,18 248,2 7,2 374,4 216
1 +63 + 42 147,6 3,20 331,9 14,4 441,1 251,6
1 к 63 189,6 3,88 526,7 15,7 561,9 323,4
61 + 84 + 63 210,6 3,92 621,8 19,7 644,9 359,5
<>1+2x84 + 63 294,6 4,33 879,1 31,0 866,9 503,1
171
Рис. 5.18. Типовое сталежелезобетонное разрезное пролетное строение
пролетом 42 м для габарита Г-8 Ленгипротрансмоста (1968 г.): а — фа-
сад; б — план; в — поперечный разрез в пролете; г — то же, на опоре
Здесь, казалось бы, нелогично уменьшена металлоемкость с
увеличением габарита проезжей части. Однако это можно объяс-
нить оптимизацией пролетных строений под габарит Г-11,5,
которые спроектировали позже.
Особенность типовых конструкций Ленгипротрансмоста со-
стоит, прежде всего, в модульности всех размеров, что состав-
ляет основу унификации конструкций. Поперечные связи раз-
мещены через 5,25 м (21/4), вертикальные ребра жесткости с
шагом 1,75 м (21/12), упоры с шагом 0,88 м (21/24). Монтаж-
ные блоки главных балок могут быть длиной 10,5 и 21 м, наи-
большая масса монтажного блока 21,2 т. Заводские соедине-
ния выполняют на сварке, монтажные — на ВПБ. Сварной
172
Рис. 5.19. Типовое сталежелезобетонное неразрезное пролетное строение
по схеме 42 + 63 + 42 м для габарита Г-10 Ленгипротрансмоста (1970 г.):
и фасад; б — план; в — поперечный разрез в пролете; г — то же, на опоре
(нутавровый прогон и поперечные связи из уголков 125 х 125
10 мм во всех пролетных строениях одинаковы. Нижние
продольные связи с крестовой решеткой из сварных тавров
подняты над нижним поясом на 280 мм.
Основным способом монтажа стальной части конструкций
чпняется конвейерно-тыловая сборка и продольная надвижка,
кик правило, без временных опор, с применением инвентарно-
|о аванбека. При надвижке разрезных балок временно присо-
i линяют соседний пролет в качестве противовеса.
В неразрезных пролетных строениях на стадии 1 применя-
с гея регулировка усилий за счет подъемки опорных точек на
промежуточных опорах с последующим опусканием их в про-
। к гное положение после омоноличивания железобетонной плиты
173
(см. рис. 5.9, б—2). К примеру, высота подъемки Д составляет
для пролетных строений по схемам: 3 х 42 м — 0,38 м; 42 + 63+
+ 42 м — 0,5 м; 3 х 63 м — 0,55 м.
Многолетняя эксплуатация типовых сталежелезобетонных про-
летных строений со сборными плитами, в массовом порядке уста-
новленных на автодорожных мостах в 50...80-е гг. XX в., показа-
ла, что конструкции недостаточно надежны и долговечны. Во многих
плитах в местах их контакта с металлом, омоноличивания, поста-
новки жестких упоров со временем образуются разрушения, вызы-
вающие перераспределение усилий между частями объединенного
сечения с перегрузкой и развитием деформаций стальной части.
В связи с современной тенденцией отечественного мостост-
роения к преимущественному применению монолитного желе-
зобетона, дающего лучшее качество плиты, типовые проекты
были переработаны ОАО «Трансмост» в конце 90-х гг. про-
шлого века (серия 3.503.9-110). В них при монолитной плите
сохранены многие основные геометрические размеры конст-
рукций, показатели материалоемкости также изменились не-
значительно. Но есть и серьезные отличия:
♦ монтажные блоки главных балок приняты длиной 21 и
16,05 м; для труднодоступных районов — только 10,5 и 5,55 м;
♦ в неразрезных пролетных строениях не предусмотрена
регулировка усилий; бетонирование железобетонной плиты
производится после установки металлоконструкций на все
постоянные опорные части (направление бетонирования — от
одного конца к другому);
♦ конструкция упоров разработана в трех вариантах (на выбор):
гибкие штыревые упоры (см. рис. 5.5), привариваемые к пласти-
нам, крепящимся к верхнему поясу на болтах (основной вариант);
жесткие упоры с петлевыми анкерами (см. рис. 5.7, я);
гребенчатые упоры с наклонными пазами (см. рис. 5.6, б);
♦ монтажные стыки главных балок также предлагаются в
двух вариантах: болтовой (см. рис. 4.15, а) либо комбиниро-
ванный болтосварной стык (см. рис. 4.15, б).
Последнее решение удобно для устройства монолитной желе-
зобетонной плиты и надвижки пролетного строения, так как по-
верхности поясов балок при этом гладкие. Но в сравнении с бол-
174
говыми стыками усложняет-
ся технология, поскольку по-
является сварка на монтаже.
Однако сборную железо-
бетонную плиту полностью
исключить из обихода
нельзя, она сохраняет свою
актуальность для северных
условий, причем должна
быть усовершенствована за
Рис. 5.20. Поперечное сечение пролет-
ного строения с беспрогонной схемой
счет отказа от омоноличивания на
монтаже с заменой всех стыков болтовыми скреплениями.
Заметим, что применение конструкции проезжей части с про-
гоном не является бесспорно рациональным. Наличие прогона и
продольного шва железобетонной плиты над ним усложняет кон-
струкцию и монтаж. Представляют интерес беспрогонные схемы
с плоской плитой, наиболее благоприятные для устройства мо-
нолитной плиты (рис. 5.20). Такие конструкции недавно начали
применять в России в автодорожных мостах относительно ма-
лых пролетов (примерно от 15 до 35 м).
Возведение сталежелезобетонных сплошностенчатых конструк-
ций с монолитной железобетонной плитой, в том числе и больших
пролетов (свыше 100 м), в настоящее время ведется, в основном, за
рубежом. При этом не обходится без особых решений и различных
приемов предварительного напряжения и регулировки усилий.
В качестве примера приведем автодорожный мост через реку
Найд в Германии (рис. 5.21). Неразрезное пролетное строение по
Гис. 5.21. Поперечное сечение пролетного строения моста через реку Найд
у Реклингена(Германия)
175
схеме 38 + 2 х 44 + 38 м в поперечном сечении представляет
собой две сплошностенчатые балки постоянной высоты (2,1 м),
имеющие в зоне отрицательных изгибающих моментов нижнюю
железобетонную плиту для усиления сжатых поясов стальных
балок. Вначале способом продольной надвижки возводили от-
носительно легкие стальные балки. Затем они служили поддер-
живающей конструкцией для бетонирования верхней и нижней
железобетонных плит.
5.6. Особенности сталежелезобетонных пролетных
строений с решетчатыми фермами
В связи с тем, что в последнее время за рубежом активно
применяют сквозные балочные системы в мостах различного
назначения, рассмотрим, как делают стальные пролетные стро-
ения с решетчатыми фермами.
Интерес к их применению взамен сплошностенчатых выз-
ван тем, что здесь стенка представляет собой набор дискрет-
ных элементов, работающих на осевые силы, что дает эконо-
мию стали. Эффективное включение плиты проезжей части в
работу сжатых поясов создает дополнительную экономию. Кроме
того, железобетонная плита может полностью заменить собой
пояса фермы. Такая система более жесткая, чем цельнометал-
лическая ферма, а значит, можно уменьшить расстояния меж-
ду осями верхнего и нижнего поясов.
Сталежелезобетонные решетчатые системы в балочных про-
летных строениях применяют, преимущественно, при езде по-
верху, так как здесь намного проще включить плиту в работу
пояса, чем при езде понизу.
В качестве примера можно привести мост через долину реки
Фульда под два пути скоростной железнодорожной линии Ган-
новер—Вюрцбург в Германии (рис. 5.22, я).На мосту примене-
ны разрезные пролетные строения длиной 57,6 и 72 м с целью
упрощения их возможной замены. Железобетонная плита про-
езда включена в совместную работу с верхними поясами ферм
при помощи гибких стержневых упоров, приваренных к верти-
кальным и горизонтальным листам верхних поясов (Н-образ-
ного сечения), а также к узловым фасонкам (рис. 5.22, б). Узел
176
1'iic. 5.22. Общий вид моста через долину реку Фульда на линии Ганно-
вер—Вюрцбург («), поперечное сечение пролетного строения (б) и узел верх-
него пояса главной фермы сталежелезобетонного пролетного строения
с соединительными штыревыми упорами (в)
ездового пояса главной фермы изображен на рис. 5.22, в. Сталь-
ную часть пролетных строений возводили способом продоль-
ной надвижки, объединив разрезные фермы в неразрезную си-
нему. Неразрезность сохранялась и при последующем бетони-
ровании монолитной плиты проезжей части; только после на-
пора бетоном прочности снимали соединительные элементы.
I ' 'И53
177
Рис. 5.23. Мост через реку Майн в Нантенбахе (Германия): а — общий вид;
б, в — поперечные сечения в пролете и на средней опоре; г — фрагмен >
нижнего пояса главной фермы в зоне среднего опорного узла; д
разрез А—А
178
Применяют также и неразрезные пролетные строения же-
лезнодорожных мостов с ездой поверху. Они имеют простую
треугольную решетку ферм с параллельными поясами либо с
криволинейным нижним поясом. Такой принцип использован,
к примеру, в трехпролетном неразрезном строении моста че-
рез реку Майн в Нантенбахе на двухпутной скоростной линии
Ганновер—Вюрцбург (Германия) по схеме 83,2 + 208 + 83,2 м
(рис. 5.23). Помимо устройства в верхнем поясе железобетон-
ной плиты, включенной с ним в совместную работу, в при-
опорных зонах ферм устроены сталежелезобетонные плиты,
усиливающие нижние сжатые пояса главных ферм.
Монтаж пролетного строения производили в следующем
порядке. Боковые пролеты собирали на временных опорах, после
чего навесным способом монтировали консоли длиной 34 м
центрального пролета. После бетонирования нижних плит
смонтировали при помощи плавучих опор центральную часть
среднего пролета длиной 140 м и массой 1600 т. На заверша-
ющем этапе забетонировали монолитную верхнюю плиту
и направлениии от середи-
ны к краям моста.
В автодорожных мостах
средних пролетов получили
распространение балочные
нсразрезные решетчатые
пролетные строения с ездой
поверху специального вида.
11росзжую часть (и одновре-
менно верхний пояс фермы)
устраивают в виде желе-
юбетонной плиты, предва-
ри гельно напряженной
вдоль оси моста, а иногда
и поперек моста (рис. 5.24).
Решетчатые наклонные
। генки балок выполняют в
ПОСТОЯННОЙ высоты. Ниж-
Рис. 5.24. Типичная панель (простран-
ственный модуль) сталежелезобетонного
решетчатого пролетного строения мостов
французских автодорог
виде треугольных ферм
179
ние пояса ферм могут быть стальными, железобетонными или
сталежелезобетонными. Конструкции имеют регулярную по длине
пролета структуру, поэтому могут формироваться из простран-
ственных модулей. Пример такого модуля показан на рис. 5.25.
112000
Рис. 5.25. Пример автодорожного моста с неразрезными решетчатыми
фермами, имеющими сталежелезобетонный верхний пояс: 1 — сборная
плита; 2 — монолитный стык; 3 — предварительно напряженные пучке
180
Глава 6. Расчет балочных пролетных
строений со сплошными стенками
6.1. Задачи и последовательность выполнения
расчета
Конструирование пролетного строения на всех основных
этапах сопровождается расчетами, играющими поверочную роль.
Вначале проектировщик компонует конструкцию и намечает
ее геометрические параметры, руководствуясь заданием, тех-
ническими условиями, опытом проектирования. Затем он про-
веряет расчетом правильность, а также рациональность наме-
ченных решений и при необходимости корректирует их.
Как правило, расчет начинают с места приложения времен-
ной подвижной нагрузки, т.е. с проезжей части пролетного
строения, затем конструируют и рассчитывают главные бал-
ки, связи, опорные части.
Имеет значение степень включения проезжей части в рабо-
ту главных балок. Если она считается работающей совместно
с балками, то ее рассчитывают в два этапа: вначале на мест-
ную нагрузку от колес транспортных средств, затем учитыва-
ют работу проезжей части в составе главных балок. Расчетные
усилия в конструкции по двум этапам суммируют.
Проезжая часть сплошностенчатых пролетных строений может
выполняться в виде балочной клетки либо ортотропной плиты.
В нервом случае методика расчета в основном аналогична расчету
। блочной клетки решетчатых пролетных строений. В данной гла-
ве (в п. 6.2) изложена одна из методик расчета ортотропных плит.
Важным фактором является статическая определимость глав-
ных балок. Если они разрезные однопролетные, то расчет су-
щественно упрощается и сводится к прямому подбору сече-
ний. Расчет статически неопределимых систем имеет вид мно-
юнапной итерационной процедуры (или процесса последова-
ли ьных приближений). Особенно сложен этот процесс для
ш-разрезных сталежелезобетонных пролетных строений.
11оскольку «игра сил» в конструкции зависит от способа ее
по введения (см. п. 4.4), необходимо выполнять расчет не толь-
181
ко в стадии эксплуатации пролетного строения, но и учиты-
вать работу конструкции в стадии строительства. Для этого
следует принять конкретную технологическую схему возведе-
ния пролетного строения, которая оговаривается в проекте как
обязательное условие.
Учет технологии возведения конструкции может выполняться
двумя различными подходами: 1 — поверочный расчет на монтаж
пролетного строения, ранее сконструированного из рассмотрения
его работы в стадии эксплуатации; 2 — выбор способа производ-
ства работ и расчет конструкции на две последовательные стадии
«строительство —> эксплуатация» с суммированием усилий.
Первый подход не всегда приемлем, так как при некоторых
способах монтажа в элементах возводимого пролетного стро-
ения могут возникать усилия, превосходящие по величине эк-
сплуатационные. В таком случае появляется необходимость до-
бавления в конструкцию металла, но такое решение едва ли
рационально, поскольку добавленный металл при эксплуата-
ции является «лишним».
Более целесообразны технологические решения, позволяю-
щие избегать усиления основных конструкций: устройство
временных опор, временного усиления (монтажным шпренге-
лем и др.), облегчение пролетного строения (применение аван-
бека, неполная сборка и т.п.), регулировка усилий в пролет-
ном строении в процессе монтажа и др. Второй подход позво-
ляет принимать эффективные конструктивно-технологические
решения при проектировании моста.
Наиболее сложным является расчет неразрезных коробчатых
пролетных строений с ортотропными плитами. Поскольку в
рассматриваемых строениях ортотропная плита является одно-
временно проезжей частью и верхним поясом главных балок, в
покрывающем листе и продольных ребрах плиты суммируются
напряжения от ее работы на местную нагрузку и в составе ос-
новного сечения главных балок. Поэтому на первом этапе рас-
чета определяют только первую составляющую продольных
напряжений в элементах плиты. Вторую определяют при расче-
те главных балок, после чего вновь обращаются к расчету ор-
тотропной плиты и, суммируя две составляющие напряжений.
182
проверяют прочность и устойчивость плиты в целом, при необ-
ходимости возвращаясь в начало расчета.
Большинство расчетов выполняют при помощи ЭВМ. При
этом компьютер используют в основном как вычислительное
средство, снижающее трудоемкость «рутинных» расчетов, но
отнюдь не освобождающее человека от ответственности за
принимаемые проектные решения. Поэтому инженер не дол-
жен слепо полагаться на результат машинного расчета и уметь
всегда оценить результат, проверив его «ручными» прикидка-
ми на простых расчетных схемах.
Далее рассмотрим основные методы расчета балочных про-
летных строений, предусмотренные существующими нормами
и правилами проектирования мостов.
6.2. Расчет ортотропной плиты проезжей части
Метод расчета ортотропной плиты должен учитывать совме-
стную работу покрывающего листа, продольных и поперечных
ребер плиты и главных балок пролетного строения (рис. 6.1).
Достаточно достоверно отражает реальный характер рабо-
ты пролетного строения пространственный расчет на основе
1'пс. 6.1. Схема проезжей части с ортотропной плитой: / — покрываю-
щий лист; 2 — покрытие ездового полотна; 3 — продольные ребра; 4
поперечные ребра (балки)
183
численного моделирования методом конечных элементов. Метод
универсален, но довольно сложен, особенно трудоемким явля-
ется составление расчетной модели. Наиболее простой прием
состоит в разложении ортотропной плиты на отдельные про-
дольные и поперечные разрезные балки, он вполне пригоден
для эскизных расчетов конструкции.
Имеется ряд методов расчета, по точности и трудозатратам
занимающих промежуточные положения между указанными выше
крайностями. Их можно разделить на две основные группы.
К первой относятся методы, использующие представление
плиты в виде конструктивно-анизотропной пластины и анали-
тические решения теории пластин (Т.А. Скрябина, Е. Гинке,
В. Корнелиус, В. Пеликан, М. Хубер, М. Эслингер и др.).
В их основу положена теория анизотропных пластин М. Ху-
бера, предложившего следующее основное дифференциальное
уравнение для расчета плиты рассматриваемого типа:
п a4w a4w „ a4w
^Х Д 4 +2G 2 2 4 ~Ч-> (6-1)
ах ах ау
где w — прогиб срединной поверхности плиты;
Вх, Bv — жесткости плиты при изгибе соответственно вдоль осей хи у;
q — поверхностная распределенная нагрузка;
G — эффективная жесткость плиты на кручение.
Расчет ортотропной плиты с его использованием оказыва-
ется достаточно сложным, реализуется лишь на ЭВМ и требу-
ет экспериментального определения ряда параметров.
Во вторую группу входят методы, основанные на представ-
лении ортотропной плиты в виде плитно-балочной конструк-
ции (А.В. Александров, А.А. Потапкин, Б.Е. Улицкий и др.)
либо на замене ее балочным ростверком (А.Ф. Смирнов,
М. Йегер, Ф. Леонгардт, Г. Хомберг и др.).
Метод, основанный на представлении плиты балочным
ростверком, более прост для практического использования. Он
пригоден для расчета плит мостов любого назначения.
В данном методе расчетная схема плиты представляется систе-
мой балок, опирающихся на упруго-податливые опоры, имеющие
возможность поворота (рис. 6.2). В состав сечения продольного
184
ребра вводится участок покрывающего листа шириной а, где а —
расстояние между продольными ребрами. Ширина листа, учиты-
ваемая в составе сечения поперечного ребра, принимается мини-
мальной из двух значений: I или 0,21., где I и L — соответственно
шаг и пролет поперечных ребер. Расчетная схема продольного ребра
представляется в виде неразрезной балки, опирающейся на упру-
го-податливые опоры, а поперечного ребра — однопролетной балки,
загруженной реакциями опор продольных ребер.
Расчет плиты па прочность. Методика расчета плит железно-
дорожных и автодорожных мостов единообразна, различие со-
стоит только в схемах приложения временной нагрузки. Рас-
смотрим методику на примере нагрузки АК автодорожных мостов.
Усилия в продольных ребрах плиты определяют следующим
образом. Вначале ребро, над которым располагают колеса вре-
менной нагрузки, рассматривается как неразрезная балка на
жестких опорах, которыми являются поперечные ребра плиты.
При расположении оси колеса по оси продольного ребра уси-
лие, передаваемое на ребро,
Р} = Р • 5/(2^), (6.2)
где — площадь отвечающего d\ участка линии влияния давления на
одно продольное ребро в середине панели;
б/j — ширина распределения нагрузки Р/2 при толщине покрытия h
dx = d + 2Л. (6.3)
Для расчетной схемы продольного ребра строят линии вли-
яния изгибающего момента М J2 в середине его пролета (1—2) и
момента над опорой 1. Линии влияния Л/]2и загружают
распределенной на длине Cj = с + 2/г нагрузкой q = Pj /ср
где с — длина отпечатка колеса в направлении движения.
Значение изгибающего момента М\ определяется по формуле
Л</1 = Q pt+ yfp - (1 + ц) q'- (cDj + со2) + yfv (1 + ц) v'- Q,, (6.4)
где £2 — суммарная площадь линии влияния изгибающего момента;
у,-, у^,, y/v — коэффициенты надежности по нагрузке для постоянной
и временной (тележка и распределенная нагрузка v) нагрузок;
Pj — распределенные нагрузки собственного веса полосы плиты и
покрытия;
1 + Ц - динамический коэффициент;
185
Рис. 6.2. Схемы и линии влияния к расчету ортотропной плиты: а, б — соответственно продольный и
поперечный разрезы плиты со схемами расположения временной нагрузки АК: в — расчетная схема
------„Г,ТЛ>Т.П „рбпа; г—е — линии влияния усилий в продольном ребре; ж — схема к загружению
186
3
с
2
D
J
О
сЗ
Ch
О
о
р-
о
о
Й
л
о
о
Ch
с
(Oj и (£>2 — площади участков линии влияния под нагрузками q';
v' — распределенная часть нагрузки АК, v' = v • s/(2 d^);
fl । — суммарная площадь линии влияния, соответствующая наибо-
лее невыгодному загружению нагрузкой у = 0,1К.
Значение изгибающего момента Л/|2 рассчитывают анало-
гично Л/р
Далее следует учесть влияние податливости поперечных ба-
нок на величину изгибающих моментов в сечениях продольных
ребер плиты. С этой целью по методу Г. Хомберга строится по-
верхность влияния дополнительного изгибающего момента Л/д
для сечения продольного ребра над поперечным ребром 1, орди-
наты которой определяют по формуле
ргу = (2 а / L) sin (л- u-/L), (6.5)
। де Mj — принимаемые по табл. 6.1 (с умножением на /) ординаты ли-
нии влияния изгибающего момента в опорном сечении продольного ребра
при расположении нагрузки над поперечным ребром i;
U:— координата положенияу-го груза, отсчитываемая от стенки коробки.
Таблица 6.1
Ординаты линии влияния изгибающего момента М,И
в опорном сечении продольного ребра
11омер поперечного ребра i Значения параметра z
0 0,1 0,2 0,5 1,0
1 0 0,0507 0,0801 0,1305 0,1757
2 0 -0,0281 -0,0400 -0,0516 -0.0521
3 0 0,0025 -0,0016 -0,0166 -0,0348
4 0 0,0003 0,0016 0,0015 0,0046
5 0 -0,0001 0 0,0014 0,0025
6 0 0 0 0,0001 0,0012
В табл. 6.1 введены обозначения: z — параметр, характери-
зующий изгибную жесткость ортотропной плиты и определя-
емый по формуле
z = 0,0616 L4 Isll(l3a Is), (6.6)
। де /,/ и Is — моменты инерции расчетных сечений соответственно про-
। нп.ного и поперечного ребер плиты (брутто).
187
Далее поверхность влияния изгибающего момента Л/д сле-
дует загрузить опорными реакциями /?г продольных ребер как
неразрезных балок на жестких опорах. Как правило, доста-
точно учесть влияние только трех опорных реакций: в попе-
речных балках I, 2 и 2'. Загружение линий влияния опорных
реакций Rj необходимо производить при том же положении
временной нагрузки, что и при определении наибольшего из-
гибающего момента в отдельном продольном ребре или
Л/12. Поэтому получаются два разных значения добавочного
момента от податливости поперечных балок — Мд1 и Л/д12.
Удобнее всего загружать не всю поверхность влияния, а лишь
ее продольные разрезы по осям колес. Так как в формуле (6.5)
для каждого поперечного г-го «среза» поверхности влияния
переменной является только координата Uj, то
к п
MR = ZRfZyirS4, (6.7)
/=1 j=l
где п — число колес в пределах длины пролета поперечного ребра 6;
/с = 3;
S^j — коэффициент полосности для /-го колеса.
Полные изгибающие моменты в сечениях продольного ребра
=м\ +Мд\'-> Ms? ~М12 + мд12- (6.8)
Необходимо определить значения продольных нормальных
напряжений &хр= от действия изгибающих момен-
тов М в следующих элементах ортотропной плиты
момент сопротивления для верхней или нижней фибры про
дольного ребра):
> растягивающих напряжений в покрывающем листе и
сжимающих по нижней фибре продольного ребра в зоне попе
речного ребра;
> сжимающих напряжений в покрывающем листе и растя-
гивающих по нижней фибре продольного ребра в сечении
посередине пролета I.
188
Кроме местных напряжений <5хр, в ортотропной плите рас-
четом главной балки в целом определяют напряжения в тех же
точках ах£ от участия плиты в работе ездового пояса балки.
Проверку прочности растянутой при изгибе плиты нижней
фибры продольного ребра следует выполнять в зоне отрица-
тельных опорных моментов неразрезных главных балок, т.е. в
сечении А—А посередине пролета / продольного ребра (точка
А на рис. 6.3) по формулам
V °хс + ^1 ' Xi • Ку т; (6.9)
+ Схр т2 ' Ryn ' т’ (61°)
где Ry, Ryn — расчетное и нормативное сопротивления металла продоль-
ного ребра;
т - коэффициент условий работы (0,9 — для пешеходных, 1 — для
городских и автодорожных мостов);
/И], «2 — коэффициенты условий работы, принимаемые для автодо-
рожных и городских мостов по табл. 6.2; для пешеходных мостов 7я1 = 1/ге,
при этом проверка по формуле (6.10) не приводится (ае — коэффициент,
вычисляемый по формулам (6.34), (6.35));
— коэффициент влияния остаточных напряжений, принимаемый
равным 0,9 и 1,1 соответственно для полосового и таврового продоль-
ных ребер;
— коэффициент, для изгибаемых балок равен 1.
Таблица 6.2
Значения коэффициентов для полосовых ребер
mi W12
0,00 0,55 1,4
0,25 0,40 1,5
0,45 0,25 1,6
0,65 0,13 1,6
Проверку прочности сжатой при местном изгибе нижней фиб-
ры продольного ребра ортотропной плиты следует выполнять в
|<>пе положительных моментов неразрезных главных балок, т.е. в
ы чении 2—2 продольного ребра (точка D на рис. 6.3) по формуле
V ' +Х2 • <*хр Ку • т, (6.11)
| и %2 — коэффициент влияния собственных остаточных напряжений,
принимаемый равным 1,1 для продольного ребра из полосы, прокатно-
п> Vi олка или тавра и 0,9 для ребра из сварного тавра.
189
Рис. 6.3. Сечения и точки, в которых необходимо проверить прочность
ортотропной плиты
Проверку прочности растянутого крайнего нижнего волок-
на поперечного ребра плиты, принимаемого в расчете как
разрезная балка, следует выполнять посередине его пролета
(точка Е на рис. 6.3) по формуле
Gyphe < Ry • т. (6.12)
Следует также проверить поперечное ребро в сечении а—а
(см. рис. 6.3) на прочность по касательным напряжениям.
Помимо прочности продольных и поперечных ребер, необ-
ходимо проверить прочность покрывающего листа ортотрон
ной плиты в точках В, С и F (см. рис. 6.3) по условиям:
2 2 2
— а х -о у + о у + ЗтЛу
(6.13)
< т$ -т Ry,
190
l^<m-Rs, (6.14)
где о = о+ т4 - ст,,; а = о„ + т4 <5^ ту = + т,,,; а, а „ т да -
соответствующие нормальные напряжения, направленные вдоль оси у
(см. рис. 6.1) и касательные напряжения; /и, — коэффициент, равный 1,15 при
О - 0 и 1,10 при о Ф 0; т4 - коэффициент условий работы, принимаемый рав-
ным 1,05 при проверке прочности листа в точке В плиты автодорожных и город-
ских мостов и 1 — во всех остальных случаях. Нормальные и касательные напря-
жения в точках В, С, F определяют по нижней грани покрывающего листа.
При выполнении проверок по формулам (6.13), (6.14) до-
пускается принимать в качестве расчетных загружения, при
которых одно из действующих в данной точке ортотропной
плиты напряжении сх, су или
значения.
Расчет плиты на устойчи-
вость. Для упругопластичес-
ких систем, состоящих из тон-
ких пластинок, находящихся
под действием нормальных
сжимающих напряжений, по-
теря устойчивости формы вы-
ражается в выпучивании от-
дельных элементов сечения из
своей плоскости (местная ус-
тойчивость) либо в более
сложной форме потери устой-
чивости сечения в виде лис-
та, подкрепленного ребрами
(общая устойчивость).
Местная устойчивость
пластинок ортотропной пли-
TI.1 (рис. 6.4) обеспечивается,
если соблюдается условие:
h/t (или hw/tw, bh/th) < 0,951а/
-j^x,cr/E. (6.15)
1 достигает максимального
Рис. 6.4. Схемы расчетных сечений
пластин и ребер ортотропных плит:
а, б — продольные ребра; в —
поперечные ребра
191
Коэффициент а. для полосовых продольных ребер равен
а = 0,636(1 + 3,1О/(Зт + 4)], (6.16)
где г = ₽^/(1 - Р, ); Рз = t/tj,', сс3 = bh/h',
bh = °>5/гл ПРИ ^2 fh bwn bh = th при th < hw;
коэффициент равен 14, 12 и 11,5, коэффициент — 44, 38 и 36
соответственно для стали 16Д, 15ХСНД и других низколегированных
сталей.
Коэффициент а для пластинок листа между ребрами равен
ос = 2(1 + 0,96/(1 От + 3)], (6.17)
где г = 2р| (0,16 + 0,0056/а2, )/(1 9,4 р| оц ); [32 = а2 = bh^bw-
Значения приведенного критического напряжения сг* сг для ребер
и пластинок можно определить по графикам на рис. 6.5 в зави-
симости от уровня расчетных сжимающих напряжений сг* /т.
При проверке ортотропной (ребристой) плиты на общую
устойчивость прежде всего нужно убедиться в том, что попе-
речные ребра обеспечивают устойчивость листа настила, под-
крепленного продольными ребрами. Необходимый момент
инерции поперечных ребер Is сжатой (сжато-изогнутой) плиты
следует определять по формуле
Is = а v ’ (К + 1) • (L/I)3 • Isl сг*/сг*с,., (6.18)
где а — коэффициент (табл. 6.3);
у/ — коэффициент, принимаемый равным 0,055 при К = 1; 0.15 при
К= 2; 0,2 при К> 3;
ТС— число продольных ребер плиты;
а* сг — критическое напряжение, определенное по графику на рис. 6.5
в зависимости от действующего напряжения сг* = ахс + <зхр.
Таблица 6. <
Значения коэффициента а
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
а 0,016 0,053 0,115 0,205 0,320 0,462 0,646 0,872 1,192 2,025
Коэффициент Д определяют по формуле 0 = сг*./(ф0 • /? ),гдс
<р0 находят по табл. 6.4 при lej- - I.
192
Для сжатой ребристой
плиты, не воспринимаю-
щей местной нагрузки,
в формуле (6.18) коэффи-
циент а = 2,025, сх = <5ХС.
Расчет общей устойчиво-
сти ортотропной (ребрис-
той) плиты при обеспечении
условия (6.18) выполняют по
формуле
Рис. 6.5. Г рафики для определения с сг
при разных классах стали: 1 — С38/23;
2 — С46/33; 3 — С52/40
<зх < <р0 • Ry т, (6.19)
где <р0 - - коэффициент продоль-
ного изгиба, принимаемый по
габл. 6.4 в зависимости от гибкости Х(), вычисляемой по формуле (6.20).
Таблица 6.4
Зависимость коэффициента продольною изгиба от гибкости
Гибкость Хо, Х| Стали
16Д 15ХСНД 10ХСНД, 14Г2АФД 15Г2АФД
0 1,00 1,00 1,00
41 1,00 1,00 1,00
44 1,00 1,00 0,96
50 1,00 0,92 0,88
53 1,00 0,87 0,83
60 0,95 0,76 0,72
70 0,83 0,64 0,59
80 0,73 0,56 0,49
90 0,64 0,50 0,43
100 0,59 0,44 0,38
НО 0,53 0,39 0,33
120 0,47 0,34 0,28
130 0,41 0,30 0,25
140 0,36 0,26 0,22
150 0,32 0,23 0,20
160 0,29 0,21 0,17
170 0,26 0,19 0,16
180 0,23 0,17 0,14
190 0,21 0,15 0,13
200 0,20 0,14 0,11
I I 4453
193
(6.20)
,з
h
+ а—
11
где Zey— расчетная (свободная) длина продольных ребер, определяемая
из выражения lcj - И х/d; коэффициент 6 берется из табл. 6.3 по значе-
нию а= (1/L)3 Is/[y (К + 1) Zs/];
а — расстояние между продольными ребрами;
th — толщина покрывающего листа;
£ — коэффициент, принимаемый равным 1 для нижней ребристой
плиты и по табл. 6.5 - для ортотропной плиты верхнего пояса;
А — площадь полного сечения продольного ребра;
з
0=1 + 5,5 lt Ца здесь It — момент инерции полного сечения
продольного ребра при чистом кручении.
Значения коэффициента £
Таблица 6.5
f/i £
0 1,00
0,010 0,75
0,050 0,70
0,100 0,66
В табл. 6.5 введены обозначения: / — прогиб продольного
ребра между поперечными ребрами; i — радиус инерции пол-
ного сечения ребра.
Тавровые продольные ребра сжатой нижней ребристой плиты
при изгибно-крутильной форме потери устойчивости следуе'1
рассчитывать по формуле (6.19), принимая коэффициент про-
дольного изгиба <р0 в зависимости от гибкости Хр
1 ———--------,
\h2I +1 +0,04/2/
I W 2 W t
(6.21)
где /р = 1у + / + A (hw - е)2;
hw — высота стенки ребра толщиной tw;
194
е — расстояние от центра тяжести полки шириной /у и толщиной tj
до центра тяжести таврового продольного ребра (см. рис. 6.4, в);
1у, К — соответственно моменты инерции сечения таврового продоль-
ного ребра относительно горизонтальной оси у и вертикальной оси z;
l(£>=t} bf /144 + Г^-Л^/зб;
I, = l/> f t\ +h -t3 l/З; A = b fl f + h t .
t \ J J WW// f j И’ IV
Расчет покрывающего листа. В автодорожных мостах зна-
чения напряжений в листе настила толщиной не менее 12 мм
от местного изгиба листа между продольными ребрами ортот-
ропной плиты, как правило, невелики. Поэтому проверять его
на прочность не требуется.
Нормами рекомендовано рассчитывать на изгиб покрыва-
ющий лист ортотропной плиты железнодорожных мостов с ездой
на балласте, при этом прогиб листа не проверяется.
Наибольшие значения изгибающих моментов в листе на-
стила (полоса шириной 1 м поперек пролета) над продольны-
ми ребрами следует определять по формулам
— в зоне под рельсом М = -0,1 г а2; (6.22)
— в зоне по оси пролетного строения М = -0,08 • г «2, (6.23)
। де г — нагрузка, принимаемая равной 19,62 • К/b кН/м2;
а — расстояние между осями тавровых продольных ребер плиты;
b — ширина распределения нагрузки, принимаемая равной 2,7 + 2 Лб,
hft — расстояние от подошвы шпал до верха покрывающего листа
плиты.
6.3. Расчет главных балок на прочность,
устойчивость и выносливость
Расчет на прочность балок железнодорожных мостов. Про-
пс гное строение представляет собой пространственную конст-
рукцию, образованную главными балками, проезжей частью и
i иязями. Ввиду значительной сложности учета действительных
условий работы конструкции на практике применяют разло-
жение конструкции на отдельные элементы, учитывая распре-
деление нагрузки между элементами пролетного строения при-
олиженными методами.
195
Для однопутных железнодорожных мостов можно прини-
мать равномерное распределение вертикальных нагрузок меж-
ду двумя главными балками. Расчетная схема представляет собой
разрезную балку на двух опорах с пролетом /р, на которую
действуют распределенные нагрузки собственного веса метал-
локонструкций рм, веса мостового полотна рМЛ1, временная
вертикальная нагрузка интенсивностью г, зависящей от класса
нагрузки К, длины загружения /р и положения вершины линии
влияния а = й//р.
Наибольший изгибающий момент в одной главной балке в
середине ее пролета определяется по формуле
М0,5 = °’5 • ty.p • (Рм + Рм.п) + Ъ ' V0,5 С1 + ИЛ ' V/8’ (6‘24)
где — коэффициент надежности для постоянной нагрузки, ранен 1,1;
— коэффициент надежности для временной нагрузки, от 1,1 до
1,3 в зависимости от длины загружения /р;
1 + ц — динамический коэффициент, равен 1 + 18/(30 + /р).
Наибольшая поперечная сила в опорном сечении главной
балки
е0 = 0,5 • [у/р - (рм + рм п) + yfv • Vo (1 + н)] /р/2. (6.25)
При подборе сечений двутавровых главных балок толщину
стенки обычно назначают минимальной. Далее важное значе-
ние имеет правильный выбор высоты балки, от чего зависят
размеры поясов.
Наивыгоднейшая высота балки, соответствующая миниму-
му затраты материала, определяется следующим образом.
Полная стоимость балки равна сумме стоимостей стенки и поясов
С = С + Сп. (6.26)
Стоимость 1 м стенки
Сс = Ас • у • vc ' ес = Лс • 'с • Y • Vc • сс, (6.27)
где Ас, hc, tc— соответственно площадь поперечного сечения стенки, се
высота и толщина;
у— объемная масса материала;
i|/c — конструктивный коэффициент стенки;
сс — стоимость единицы массы материала стенки.
196
Аналогично стенке стоимость 1 м обоих поясов составляет
п — 2/^п Y уп ' сп ~ 2 Ьп • /п • у • \|/п • сп, (6.28)
где параметры аналогичны соответствующим величинам в (6.27).
Приближенно, без большой погрешности, учтя условие проч-
ности балки о = MIW < R и Ап = W/hc, выразим стоимость
I м балки в виде
с = Лс • zc ' Y ' Vc ’ сс + 2М у уп с„/(А • Ас). (6.29)
Из условия ЭС/Э/?с = 0 получаем выражение для оптималь-
ной по стоимости высоты стенки балки:
Л* = H'VnA =к 1 м (6 30)
V R - tc • Wc сг V R tr
Определив оптимальную по материалоемкости или стоимо-
сти высоту главной балки Н = hc + 2гп, подбирают значения
параметров поясов и Ьп. Однако при этом сечение конструк-
ции может не удовлетворять условию жесткости — f/l < f:^/l=
В 1/(800-1,25 /) < 1/600.
Для определения оптимальной высоты балки из условия
требуемой жесткости запишем выражение для прогиба разрез-
ной балки от эквивалентной (нормативной) нагрузки подвиж-
ного состава v:
Так как М = v /2/8 = о И7 и И7 = 2I/H, после преобразования
получим
= (6.32)
24 £
щ о — максимальные нормальные напряжения в сечении посередине
пропета / от нормативной нагрузки v;
Zi — модуль упругости стали.
Как правило, из двух полученных оптимальных значений —
/i’ и Н — принимают большее. Принятое значение 11 должно
197
удовлетворять условиям транспортировки и монтажа конст-
рукций (по габариту и массе).
Расчет по прочности элементов, изгибаемых в одной из
главных плоскостей, следует выполнять по нормальным, каса-
тельным и главным напряжениям.
Расчет по нормальным напряжениям состоит в проверке
соблюдения условия
о = М/(ае Wn) < Ry т, (6.33)
где £ — коэффициент, учитывающий ограниченное развитие пластических
деформаций в сечении и определяемый по формулам (6.34) и (6.35);
Wn — минимальный момент сопротивления сечения нетто, определяе-
мый с учетом эффективной ширины /^ верхнего и нижнего поясов сечения.
При одновременном действии в сечении изгибающего мо-
мента М и поперечной силы Q коэффициент аг следует опреде-
лять по формулам
ж = aej при тт < 0,25Rg; (6.34)
ге = ЗБ] • [ д/l - а2 +2а • /?]/(! + 2а) при 0,252?4. < тт < Rs; (6.35)
О < аг < ffij,
где хт — Q!(hw Zw) — среднее касательное напряжение в стенке балки;
/гп„ tw — соответственно высота и толщина стенки;
— расчетное сопротивление стали сдвигу;
aej — коэффициент, принимаемый по табл. 6.6;
« = QIQU,
а =
Ь - д/1 -0,25а2 для коробчатых сечений и b = -J1 -0,0625а2 для дву-
тавровых сечений;
A ,, Aw — соответственно площади сечения элементов поясов и стенки;
Q — предельная поперечная сила, определяемая по формуле Qu =
= Rs т зе27 t/S, причем ге2 рассчитывается по формуле ге2 = 1,25
- 0,25xmjn еу/ттах еу в зависимости от значений минимального и макси-
мального касательных напряжений в стенке, вычисленных в предполо-
жении упругой работы материала;
/и S — момент инерции и статический момент сечения.
Расчет по касательным напряжениям состоит в проверке
соблюдения условия
т = Q - 5/(зе2 • I t) < Rs • т, (6.36)
обозначения к которой даны выше.
198
Значения коэффициента ®|
Таблица 6 6
л, . /.min А И’ Соотношение площадей (A/min + AJ/A
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
0 1,248 1,253 1,258 1,264 1,269 1,274 1,279 1,283 1,267 1,243
0,1 1,191 1,195 1,199 1,202 1,206 1.209 1,212 1,214 1,16
0,2 1,155 1,158 1,162 1,165 1,168 1,17 1,172 1,15
0,3 1,131 1,133 1,136 1,139 1,142 1,144 1,145 1,097
0,4 1,113 1,115 1,118 1,12 1,123 1,125 1,126 1,069
0,5 1,099 1,102 1,104 1,106 1,109 1,11 1,106 1,061
0,6 1,089 1,091 1,093 1,095 1,097 1,099 1,079
0,7 1,08 1,082 1,084 1,086 1,088 1,09 1,055
0,8 1,073 1,075 1,077 1,079 1,081 1,082 1,044
0,9 1,067 1,069 1.071 1.073 1,074 1,076 1,036
1,0 1,062 1,064 1,066 1,067 1,069 1,071 1,031
2,0 1,036 1,037 1,038 1,039 1,04 1,019
3,0 1.025 1,026 1,027 1,028 1,029 1,017
4,0 1,019 1,02 1,021 1,021 1,022 1,015
5,0 1,015 1,016 1,017 1,018 1,018
При наличии ослабления стенки отверстиями болтовых со-
единений вместо толщины стенки t в формулу (6.36) следует
подставлять значение
tej— t (а - d)la,
। де а — шаг болтов;
d — диаметр отверстий.
В местах стенки главной балки, где одновременно действу-
ют достаточно высокие нормальные и касательные напряже-
ния, кроме проверки по нормальным и касательным напряже-
ниям, должны выполняться следующие условия (расчет по глав-
ным напряжениям)'.
аПр = +о2у+3т^ < Y . Ry щ; < Rs т, (6.37)
|дс ох — нормальные (положительные при сжатии) напряжения в про-
веряемой точке (х, у) срединной плоскости стенки, параллельные оси
Вилки;
Gy — такие же напряжения, перпендикулярные оси балки;
Y — коэффициент, равный 1,15 при о(, = 0 и 1,1 при Gy 0;
тЛу — касательное напряжение в проверяемой точке стенки балки;
— среднее касательное напряжение в стенке балки.
199
а т
Рис. 6.6. Схемы к определению
главных напряжений
В середине пролета разрез-
ной балки М - МтАХ, Q ~ 0 —>
-эст = Ощах, т ~ 0; по концам балки
наоборот — М - 0, Q = бтах
->о = 0, т = ттах. Поэтому рас-
чет по главным напряжениям сле-
дует выполнять для сечений в чет-
верти пролета, где М Ф 0, Q
£ 0, для мест сопряжения стенки
и пояса, где одновременно высок
уровень и нормальных, и касатель-
ных напряжений (рис. 6.6).
Для примера на рис. 6.7
показано расчетное сечение ко-
робчатого пролетного строения, для которого геометрические
характеристики определяются следующим образом:
2 ~ [-^В ' У В + П ' (^П ' -А + ^лр -^пр) ~ ’ УцУА’
А = Ав + Ав + Асг + п Х (Ап + ^пр);
А) = Ав Ув + « ' <Ап Уп + ^пр Упр + Ар /;3/12) +
+ АН- Ун +ЧТ- 7/3/12;
Рис. 6.7. Расчетное сечение коробчатого пролетного строения
200
Тх - То +^Ае (У, - WB = Ix/(yB - z); WK = Ix/(yH + z),
где Ав, Ан, А^Ан, Апр—соответственно площади поперечного сечения верх-
него, нижнего листов и стенок коробки, стенок и поясов продольных ребер;
и — количество продольных ребер в сечении;
<ст, <пр — соответственно толщины стенок коробки и продольных ребер;
— момент инерции сечения относительно оси О—О, проходящей
через середину высоты Н вертикальных стенок коробки;
1Х — то же, относительно оси X—X, проходящей через центр тяжес-
ти сечения коробки;
И'в и Жн — моменты сопротивления верхней и нижней фибр гори-
юнтальных листов коробки.
Сечение балки, подобранное для середины пролета к концам про-
летного строения, уменьшают обычно за счет сечений поясов. Сече-
ния балки, начиная с которых площадь поясов может быть безопас-
но уменьшена, можно определить графически, по эпюре материа-
лов (рис. 6.8). Каждая z-я ступенька эпюры соответствует предель-
ному по прочности изгибающему моменту [ЛС], определяемому при
данном И7- из условия (6.33), т.е. [A7J = Wt Ry т (ге ~ 1).
Расчет на прочность пролетных строений автодорожных мо-
стов. Цельнометаллические пролетные строения с несущими
•Дементами в виде тонкостенных коробок могут рассматри-
ваться как подребренные, складчатые оболочки или тонкостен-
ные стержни, для расчета которых имеется соответствующий
Гис. 6.8. Эпюры материалов сварной балки: а — с одним поясным листом;
(> с пакетом поясных листов; 1 — эпюра материала балки; 2 — эпюра из-
1 пбающих моментов; 3 — места теоретического обрыва листов; 4 — изгиба-
ющий момент, воспринимаемый двумя горизонтальными листами; 5 — из-
шбающий момент, воспринимаемый тремя горизонтальными листами
201
теоретический аппарат. Но он весьма сложен, поэтому в пос-
ледние десятилетия стали применять численное моделирова-
ние на ЭВМ пространственных схем пролетных строений, в
частности, методом конечных элементов.
При строгом подходе к оценке напряженно-деформированного
состояния коробчатой конструкции, помимо ее пространственной
работы, необходимо учитывать стесненное и свободное кручения,
деформации контура поперечного сечения коробок, а в ряде слу-
чаев — физическую нелинейность материала. Вместе с тем упро-
щенно допускается рассчитывать пролетные строения по плоской
схеме и в упругой стадии, тем или иным образом учитывая нерав-
номерность распределения нагрузок и напряжений в конструкции.
При наличии в поперечном сечении пролетного строения не-
скольких коробок обычно рассчитывают наиболее нагруженную.
В состав сечения главных балок включают части ортотропной и
нижней ребристой плит, прилегающие к ним с обеих сторон.
Неравномерность распределения временной нагрузки меж-
ду коробчатыми главными балками может учитываться раз-
личными упрощенными методами. Наиболее распространены
методы коэффициента поперечной установки.
В первом приближении может быть применен метод рыча-
Jza, согласно которому для коробчатого сечения балки коэф-
фициенты поперечной установки нагрузок определяются сле-
дующим образом (рис. 6.9):
☆ для распределенной нагрузки АК — т]^к = 0,5 (j’| + у2)+
+ 0,6 • 0,5 Ъуь
*=3 п
& для тележки АК (и нагрузки НК-80) — т]дК = 0,5 X Уь
i=i
☆ для нагрузки тротуаров — Т|т = QT = Т.
Внутренние усилия в статически неопределимых системах
определяют с использованием линий влияния, ординаты ко
торых рассчитывают на ЭВМ. При построении линий влия
ния необходимо знать жесткостные характеристики элементов
Поэтому вначале (это нужно и для определения нагрузки <»i
собственного веса) задают различные по длине пролетного стро
ения сечения главных балок, ортотропной и ребристой плит.
202
Рис. 6.9. Учет неравномерности распределения нагрузки
между коробками по методу рычага
Постоянной нагрузкой загружают всю конструкцию и по-
лучают эпюры Мп и Qn.
В зависимости от качественного вида линии влияния загру-
жают соответствующие ее участки временной нагрузкой от
транспорта, тротуаров и др. (на максимум и минимум уси-
лий). Сложив ординаты эпюр от постоянной и временной на-
। рузок, получают огибающие эпюры изгибающих моментов М
и поперечных сил Q в балке (пример для трехпролетной пераз-
рсзной балки показан на рис. 6.10).
При полученных значениях усилий проверяют на прочность
по формулам (6.33)...(6.37) принятые поперечные сечения на
псех участках балки. Причем в зонах промежуточных опор
псразрезных балок одновременно действуют максимальные
нормальные и касательные напряжения. Здесь необходима
проверка также по главным напряжениям.
При необходимости корректируют сечения и повторяют
расчет. Теоретические места смены типов сечений опять же
устанавливают по эпюре материалов (см. рис. 6.10). Кроме того,
ыисршают расчет ортотропной плиты (см. п. 6.2).
11омимо описанного расчета работы конструкции в эксплуата-
ционной стадии, ее рассчитывают в стадии строительства при схе-
|ц х, соответствующих основным этапам принятой технологии мон-
203
Рис. 6.10. Схематический вид линий влияния и эпюр М и Q в неразрезнои
трехпролетной балке
204
тажа. Расчет ведут на нагрузки от собственного веса конструкции,
временной обстройки, монтажных кранов и транспортных средств,
находящихся на пролетном строении, от регулировки усилий и др.
При расчете коробчатых конструкций следует учитывать не-
равномерность распределения нормальных напряжений с по ши-
рине поясов коробки, которая обусловлена влиянием деформаций
сдвига, возникающих в срединной плоскости плитных элементов
поясов (рис. 6.11). Она учитывается введением в расчет так назы-
ваемой эффективной ширины пояса bej, вычисляемой по формуле
bef = Хт,- • Ьр (6.38)
i«e — коэффициент приведения неравномерно распределенных нор-
мальных напряжений на ширине участков пояса bt к условным равно-
мерно распределенным напряжениям по всей эффективной ширине по-
яса bej- (редукционный коэффициент).
Приближенные значения редукционных коэффициентов для
схем балок на рис. 6.12 приведены в табл. 6.7. При определе-
нии эффективной ширины консольных свесов плит в формулу
(6.38) необходимо подставлять величину 0,85&г-.
Кроме нормальных и касательных напряжений от плоского
шгиба в коробчатых балках возникают добавочные напряже-
ния от кручения. Но чаще всего их вклад в суммарное напря-
Рис. 6.11. Характер распределения нормальных напряжений о
в плитах коробчатой изгибаемой балки пролетного строения
205
Рис. 6.12. Расчетные схемы и поперечное сечение коробчатой балки
(см. табл. 6.7)
жение не столь велик, так что в приближенных расчетах этот
фактор можно не учитывать.
Расчет главных балок на общую устойчивость. В середине
пролета разрезных балок верхние пояса, а в зоне промежуточ-
ных опор неразрезных пролетных строений незамкнутого сече-
ния (см. рис. 4.5, в) нижние пояса главных балок работают на
Значения редукционного коэффициент a v
Таблица 6.7
b./L Схемы и сечения
№ 1 №2 №3 №4
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
0 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00 1,00
0,04 0,91 0,98 0,99 0,74 0,92 0,98 0,90 1,00 0,96 0,78 1,00 0,88
0,10 0,80 0,97 0,98 0,54 0,8 0,94 0,79 1,00 0,89 0,58 1,00 0,74
0,20 0,65 0,90 0,92 0,36 0,62 0,79 0,64 1,00 0,80 0,42 1.00 0,58
0,40 0,45 0,70 0,74 0,20 0,36 0,49 0,48 1,00 0,65 0,24 0,84 0,38
0,80 0,27 0,39 0,42 0,10 0,18 0,21 0,32 0,82 0,45 0,12 0,40 0,20
1,20 0,18 0,24 0,26 0,08 0,11 0,14 0,24 0,57 0,34 0,08 0,22 0,14
1,62 0,14 0,17 0,18 0,07 0,09 0,12 0,19 0,42 0,27 0,08 0,18 0,10
2,00 0,10 0,13 0,14 0,06 0,08 0,11 0,16 0,32 0,22 0,07 0,17 0,081 —-—
206
сжатие. При закреплении поясов в отдельных точках (на рас-
стояниях lej, равных панели ферм продольных связей), возника-
ет опасность потери устойчивости пояса по изгибно-крутиль-
ной форме. Расчет в этом случае состоит в проверке условия
M/Wc <Е- <pb - Rym, (6.39)
где М — наибольший расчетный изгибающий момент в пределах расчет-
ной длины /^сжатого пояса балки (расстояние между узлами связей);
И'с — момент сопротивления редуцированного сечения балки для
крайнего волокна сжатого пояса (рис. 6.13);
е — коэффициент, определяемый по формуле е = 1 + (ге - 1) (1 - Х^/85) при
< 85; Е — 1 при Ху> 85 (здесь ге рассчитывается по формулам (6.34), (6.35));
— коэффициент продольного изгиба, определяемый по табл. 6.8 при
гибкости из плоскости стенки X= nJEW„ / М r.,..
Значения коэффициентов (риф*
Таблица 6.8
Гибкость Марки стали
16Д 15ХСНД 10ХСНД, 14Г2АФД 15Г2АФД
0 0,93 0,93 0,93
10 0,92 0,92 0,92
20 0,90 0,90 0,90
30 0,88 0,88 0,88
40 0,85 0,85 0,84
50 0,82 0,80 0,79
60 0,78 0,74 0,73
70 0,74 0,67 0,63
80 0,69 0,58 0,53
90 0,63 0,48 0,43
100 0,56 0,40 0,35
ПО 0,49 0,35 0,30
120 0,43 0,30 0,26
130 0,38 0,27 0,23
140 0,34 0,24 0,21
150 0,31 0,22 0,19
160 0,28 0,20 0,17
170 0,25 0,18 0,15
180 0,23 0,16 0,13
190 0,21 0,15 0,12
200 0,19 0,13 0,11
207
Рис. 6.13. Двутавровое сечение изгиба-
емой балки с одной осью симметрии
Критическое значение изгиба-
ющего момента Мсг при изгибе
в одной плоскости может быть
найдено по теории тонкостенных
упругих стержней (знак «минус»
перед В принимается, когда сжа-
тый пояс балки имеет площадь
меньшую, нежели растянутый):
Mcr = N(^B1 2+D ± |В|), (6.40)
где W = к2 Е Iy/l2ef ; (6.41)
В = С7(2/х) - а; (6.42)
т п
U = ^A.y] -y^)-Sv +a-Iy, (6.43)
1=1 v=i
где Aj, yt — площадь и ордината центра тяжести сечения z-го элемента
(исключая стенку и продольные ребра жесткости);
и — число прямоугольных элементов стенки по обе стороны от оси х;
t — толщина v-го прямоугольного элемента стенки;
у ’ Уоу — ординаты соответственно наиболее и наименее удаленной
от оси х фибр i'-го элемента стенки;
Sv = 1, если у v > 0; Sv = -!, если yv < 0;
а — ордината центра изгиба
т
a- 'LlyiCiyi! 1у’, (6.44)
D = (/w + 0,039 l2ef It)IIy, (6.45)
где /,0, It — секториальный момент инерции и момент инерции свобод
ного кручения, рассчитываемые по формулам
1 =У1 .-а.-а2! ;
и У1 J у
у=1
(6.46)
208
(6.47)
j=i
где индексы j относятся к элементам сечения (число которых г).
Проверка местной устойчивости стенки балки. Местная ус-
тойчивость стенки балки зависит от уровня нормальных и ка-
сательных напряжений, соотношения толщины стенки и длины
сторон отсеков (участков стенки, ограниченных поясами и по-
перечными ребрами жесткости), от степени защемления стенки
поясами и ребрами. При этом в отсеке стенки может быть одна
или несколько пластинок, разделенных продольными ребрами.
В разных зонах балки в зависимости от ее пролета, нагрузок,
толщины стенки t, расстояния между поперечными ребрами а и
полной высоты стенки hw, возможны три основные случая разме-
щения ребер жесткости (рис. 6.14, а—в): случай а характерен для
приопорных участков разрезных балок, случаи бив — для сред-
них участков, где сжатая зона находится в верхней части стенки.
Гак как пластинка I находится в самом худшем положении, обычно
назначают 1ц < h2 < 1ц < 1ц. В приопорных участках неразрезных
балок стенка укрепляется ребрами по схеме на рис. 6.14, в. Но
|десь наиболее сжатая пластинка IV примыкает к сжатому ниж-
нему поясу балки, поэтому назначают 1ц < 1ц < h2< 1ц.
Устойчивость каждой пластинки стенки проверяют с учетом трех
компонентов ее напряженного состояния: продольных сх, попереч-
ных нормальных напряжений и касательных напряжений тХ), Ука-
ы иные напряжения вычисляют из предположения упругой работы
материала по сечению брутто изгибаемой балки, расположенному
и середине отсека стенки (сечение А—А на рис. 6.14, а).
Максимальное <зх и минимальное сх продольные нормаль-
ные напряжения (положительные при сжатии) на продольных
। раницах пластинки определяют по обычным формулам
= ма
ох= ma/w2,
। це Wy, W2 — моменты сопротивления, соответствующие расстояниям
। । и у2 от нейтральной оси до продольных границ пластинки (с учетом
шака ординаты у, рис. 6.15, а).
I 'И 53
209
Рис. 6.14. Схемы укрепления стенок балок ребрами жесткости: а — только
поперечными Г, б — поперечными и одним продольным 3; в — поперечными
и несколькими продольными (2 — пояса балки)
Значения поперечных нормальных напряжений (положи-
тельны при сжатии), действующих на внешнюю кромку пластин-
ки, примыкающей к ездовому поясу балки, следует определять:
• от нагрузки СК железнодорожного подвижного состава
при езде на балласте по формуле
= p/t, (6.48)
где р — распределенное давление, принимаемое не более 19,62 кН/м
(2К тс/м) пути;
t — толщина стенки;
• от давления F одиночного колеса автотранспортной на
грузки АК (тележка) или НК-80 по формуле
Gy = F/(t - /е/), (6.49)
где lej= с + 2h + 2/j — условная длина распределения нагрузки (рис. 6.15, б)
При монтаже пролетного строения способом продольной над
вижки поперечное нормальное напряжение о прикладывается к
нижней кромке стенки и также определяется по формуле (6.49)
где F — опорная реакция, приходящаяся на одну стенку;
1ер — длина накаточного усгройства.
Поперечные нормальные напряжения о затухают по мср<
удаления от плоскости их приложения по закону с = /()’/
210
Рис. 6.15. Напряженное состояние пластинки стенки, примыкающей к сжа-
юму поясу балки (я) и схема к определению поперечного нормального
напряжения для автодорожного моста (б)
Допускается определять напряжения с на границе второй и
последующих пластинок отсека по следующим формулам
— при нагрузке, распределенной по всей длине пластинки,
= р (1 - Зт2 + 2т3)//; (6.50)
— при сосредоточенной нагрузке —
л(1 = 2F [arctg (а/т) - Зт2 (1 - 0,667т) arctg а]/(л • t - lej), (6.51)
1 а ~ lef^2hw^
т = y/hw, где yt — расстояние от оси сжатого пояса до границы про-
111 ряемой пластинки.
211
Если в отсеке стенки нет продольных ребер, то значение средне-
го касательного напряжения т следует определять по формуле
= 2<2а • W(3'' (6-52)
а при наличии продольных ребер — по формуле
тху = 0,5(Т] + т2), (6.53)
где Т], т2 — значения касательных напряжений на продольных грани-
цах пластинки, определяемые по формуле Журавского (6.36) при соот-
ветствующих значениях S' (см. рис. 6.15, а).
При надвижке пролетных строений характер распределения
напряжений <5у(х, у) и тху(х, у)в зоне накаточного пути суще-
ственно отличается от рис. 6.15, а. Для этого случая предус-
мотрена методика расчета местной устойчивости стенки, ко-
торую можно найти в специальной литературе.
Для каждого из компонентов напряженного состояния пла-
стинки <5Х, су и тху существует соответствующее критическое
значение <зх сг, су сг и тху сг (из предположения действия толь-
ко одного из рассматриваемых напряжений), при котором стенка
теряет устойчивость. Их определяют следующим образом.
Вначале на основе теории устойчивости первого рода для
пластинчатых конструкций определяют приведенные критичес-
кие напряжения Gxcref, оусге^и Txy,cr,ef(B предположении нео-
граниченной упругости материала):
^x,cr.ef= 18’643% • E(100^e/)2; (6.54)
Gy,cr,ef= 18’643^ • Xi ’ ДЮОг/а)2; (6.55)
Xxy,cr.ef= 9’806 • 10-2 Х2(]020 + 760/Ц,2 ) (Ю0//<Д2, (6.56)
где у — коэффициент упругого защемления стенки, принимаемый в за
висимости от значения параметра у:
у=р- by{ty/t^lhef, (6.57)
Р равно 0,8 при свободном сжатом поясе и 2, если к поясу приварен
лист ортотропной плиты;
Гр by — соответственно толщина и расчетная ширина пояса (в каж
дую сторону от стенки участок листа шириной 12Гр но не более шири
ны свеса поясного листа, а в коробчатом сечении — участок шириной
18Гр но не более половины расстояния между стенками коробки);
212
hej- — расчетная высота пластинки, измеряемая по осям листов;
е, Хр %2 — коэффициенты, определяемые в зависимости от парамет-
ров р = alhej TA £ = 1 - /ох;
£ — коэффициент, принимаемый равным единице при нагрузке, рас-
пределенной по всей длине пластинки, а при сосредоточенной нагрузке —
в зависимости от параметров (1 и р = 1 £)4lej7hej,
Ц| — коэффициент, принимаемый равным ц при а > hej и 1/ц при а < he?
< 1 — меньшая сторона пластинки (а или hej).
Значения коэффициентов в формулах (6.54)...(6.57) приведе-
ны в нормах проектирования мостов.
Критические напряжения <зх сг и сг можно определить по гра-
фикам на рис. 6.16 в зависимости от приведенных критических
напряжений сх cr <зу ст Критические касательные напряже-
ния тху cr ej- определяют по графикам для схсг, вначале вычислив
<\. cr, ef = Хху, cr, затем по графику берут о* сг и определяют
tVV) сг ~ 0,6ах сг. Для железнодорожных мостов значения, взятые
но графику на рис. 6.16, следует умножать на т = 0,9.
Проверку устойчивости отсека стенки, имеющей только по-
перечные ребра жесткости (см. рис. 6.14, а), следует выполнять
но условию
WjOj.
Y Г 0,9 т
®2^лу,сг
(6.58)
। це W] — коэффициент, принимаемый в зависимости от
< о2 — коэффициент, вводимый при расчете автодорожных и городс-
ких мостов при hw/l >100;
< о2 = 0,75 + йм/400г
Проверку устойчивости пластинок стенки при наличии в
отсеке нескольких продольных ребер жесткости следует вы-
полнять:
• для первой пластинки между сжатым поясом и ближай-
шим продольным ребром по условию
ОД тх-у
k Тху,сг
(6.59)
213
Рис. 6.16. Графики для определения ахсг и о г при разных классах стали:
1 — С38/23; 2 — С46/33; 3 — С52/40
• для последующих сжатых пластинок по формулам для
первой пластинки, принимая коэффициент защемления % = 1;
• для сжато-растянутой пластинки по формуле (6.58) при <x>j = I.
Устойчивость пластин растянутой зоны стенки следует рас-
считывать по формуле (6.58), принимая сх = 0 и со2 = 1-
Расчет на выносливость. В отличие от расчетов на прочность
и устойчивость, выполняемых с учетом расчетных нагрузок
(у^р > 1, 7)r v > 1, 1 + ц), при проверке выносливости конструк
ции расчёт ведется на нормативные нагрузки (fy- = 1, у^ v = 1)
при динамическом коэффициенте 1 + 2/Зр.
Расчет на выносливость элементов стальных конструкций и
их соединений (кроме канатов) следует выполнять по формулам
пгпах,е/^^- Ry m'’ (6’6(|>
Tmax, ef~ °’75^ ' Ry ' <6-61’
где „f— соответственно абсолютные наибольшие нормально
IlldA, С/ IlldA, Су
(растягивающее — положительное) и скалывающее напряжения при ра<
чете угловых швов на срез;
yw — коэффициент;
т — коэффициент условий работы.
214
Напряжения 0так находят следущим образом:
для растянутых (сжатых) элементов —
^,erN/An^ (6-62)
для изгибаемых элементов —
^шах,е/= W,05H/„); (6.63)
при растяжении (сжатии) с изгибом —
ef=NIAr, + А//(1,05Ж„), (6.64)
где N, М - соответственно нормальная сила и изгибающий момент в
сечении элемента;
Ип, Wn — площадь и момент сопротивления сечения нетто.
Коэффициент уи. следует определять по формуле
у = г--------—---------<1, (6.65)
” ад(а₽±5)-(а₽±5)р]
где С, — коэффициент, равный 1 для железнодорожных и пешеходных и
0,7 для автодорожных и городских мостов;
&— коэффициент, устанавливаемый нормами проектирования мостов,
а висит от длины загружения X линии влияния при определении omax ej
п от величины Р;
а, 8 — коэффициенты, учитывающие марку стали и нестационар-
пость режима нагружения (табл. 6.9);
Р — эффективный коэффициент концентрации напряжений (значе-
ния р, полученные опытным путем, приведены для различных концент-
ра горов напряжений в нормах проектирования мостов);
р — коэффициент асимметрии цикла переменных напряжений.
Коэффициент р рассчитывают по формулам
Р — °mir/°max’ Р — ^min^max’ (6.66)
। де omin, <rmax, Tmjn и ттах - наименьшие и наибольшие по абсолютной
пспичине значения напряжений со своими знаками, определяемые в том
< е сечении и по тем же формулам, что и omax еу, ттах ег-
При вычислении коэффициентов уи, для сварных швов принима-
п>г ге же значения коэффициентов а и 8, что и для металла элемента.
Таблица 6.9
Значения коэффициентов а и 8
Марка стали (X 8
К.Д 0,64 0,20
1'ХСНД 0,72 0,24
10ХСНД и др. 0,81 0,20
215
6.4. Расчет конструкций ио второй группе
предельных состояний
При проектировании мостов следует обеспечивать плавность
движения транспортных средств, ограничив общие деформа-
ции конструкции от воздействия подвижной вертикальной
нагрузки, а также за счет придания продольному профилю пути
или проезжей части соответствующего очертания.
Условия движения транспорта зависят от формы кривой
прогибов, их величины, а также углов перелома профиля пути
в зонах сопряжения разрезных пролетных строений над опора-
ми. Нормами ограничиваются предельно допустимые вертикаль-
ные упругие прогибы f пролетных строений от нормативной
(Уу v = 1; 1 + ц = 1) временной нагрузки следующими значени-
ями:для железнодорожных мостов —- f/l < 1/(800 1,25/), но не
более 1/600; для автодорожных, городских и пешеходных мос-
тов — f/l < 1/400, где / — расчетный пролет. Указанные значе-
ния прогибов допускается увеличивать на 20 % для однопро-
летных мостов и неразрезных балочных пролетных строений.
Прогиб в середине свободно опертой балки постоянной же-
сткосги EI от равномерной нагрузки q можно рассчитать по
формуле
/0 = Sq l4l(3MEIf (6.67)
Прогиб в середине пролета неразрезной балки
/ = /о-(^л + М^ХбЕГ), (6.68)
где /у — прогиб соответствующей разрезной балки;
Л/л, Мцр — абсолютные значения моментов на левой и правой опо
рах данного пролета.
Кроме указанной проверки результатом расчета пролетно
го строения по деформациям должно быть назначение строи
тельного подъема, за счет которого обеспечивается необходи
мое очертание проезжей части моста. Он представляет собой
предварительный выгиб конструкции в сторону, обратную ее
вертикальному прогибу. При этом учитывается полный про-
гиб /пост от нормативной постоянной нагрузки и 40 % прогиба
/ от нормативной временной нагрузки (при уу- р = 1, уу v = I;
1 + ц = 1). Строительный подъем /с = /пост + 0,4/вр обеспечн
216
Рис. 6.17. Назначение строительного подъема в разрезных (а)
и неразрезных (б) балочных пролетных строениях
пается устройством переломов в заводских или монтажных
стыках стенки балки, разбитой на монтажные блоки (рис. 6.17).
Кроме того, к предельным состояниям второй группы от-
носится состояние, вызывающее затруднения в эксплуатации
моста из-за неудовлетворительных параметров свободных ко-
пебаний стальных пролетных строений. Нормами ограничен
расчетный период Т свободных поперечных горизонтальных
колебаний для балочных разрезных стальных пролетных стро-
1иий железнодорожных мостов величиной не более 0,01/р, ко-
юрая не должна превышать 1,5 с.
217
В пролетных строениях городских и пешеходных мостов
расчетные периоды свободных колебаний (в незагруженном
состоянии) по двум низшим формам (в балочной разрезной
системе — по одной) не должны быть от 0,45 до 0,6с — в вер-
тикальной и от 0,9 до 1,2 с — в горизонтальной плоскостях.
Период свободных колебаний разрезной балки постоянной
жесткости EI с равномерно распределенной массой т, как
упругой системы с одной степенью свободы, приближенно может
быть определен по формуле
л/2 I т
<6-69*
На стадии монтажа пролетных строений для консолей, образу-
ющихся при навесной сборке или при продольной надвижке, пери-
оды свободных поперечных колебаний в вертикальной и горизон-
тальной плоскостях не должны превышать 3 с, а период свободных
крутильных колебаний при этом не должен быть более 2 с.
6.5. Особенности расчета сталежелезобетонных
пролетных строений
Из главы 5 видно, что современные сталежелезобетонные
пролетные строения очень разнообразны. В данном разделе для
иллюстрации работы сталежелезобетона рассмотрены только
разрезные балки со сплошной стенкой и ездой поверху. Указа-
ния по расчету более сложных конструкций, в частности нераз-
резных балок, балок с напрягаемой арматурой или двухплитных
пролетных строений, можно найти в специальной литературе.
Поперечное сечение объединенной балки состоит из сталь-
ной балки и совместно работающей с ней железобетонной плиты
проезжей части. Материалы этих частей сечения имеют раз-
личные механические характеристики и в зависимости от дей
ствующих в них напряжений могут работать в упругой, упру-
го-пластической и пластической стадиях.
Сталежелезобетонные балки рассчитывают в соответствии с
их статической схемой, конструкцией и последовательностью
возведения на невыгодные сочетания возможных нагрузок и
воздействий с соответствующими коэффициентами (табл. 6.10)
218
Таблица 6.10
Состав расчетов и виды учитываемых неупругих деформаций
Нагрузки и воздействия На проч- ность и устойчи- вость На выносливость На трещиностойкостъ
стагически определимые пролетные строения же- лезнодорож- ных мостов пролетные строения автодо- рожных и городских мостов по образо- ванию трещин по раскры- тию тре- щин
Постоянные кг, us vkr, us кг, us кг, us кг, us
Временные верти- кальные er, pl vkr, us СГ wud СГ
Температурные и усадочные cr, pl — — wud сг
Временные попереч- ные горизонтальные Pl — — — —
При транспортирова- нии и монтаже wud — — wud —
В табл. 6.10 обозначено: кг — ползучесть бетона; us — обжатие
поперечных швов сборной плиты; vkr — виброползучесть бетона;
сг — поперечные трещины в железобетоне; pl — ограниченные
пластические деформации стали и бетона; wud — без учета неуп-
ругих деформаций; тире означает, что расчет не производится.
Сталежелезобетонные пролетные строения монтируют обычно
в таком порядке: сначала на опоры устанавливают металло-
конструкции, затем на них устраивают монолитную или сбор-
ную плиту, на которой после набора бетоном плиты прочно-
с ги устраивают мостовое полотно. Поэтому работа сталежеле-
юбетонных балок состоит из двух основных стадий:
стадия 1 — работает только стальная балка, которая вос-
принимает собственный вес металлоконструкций и железобе-
тонной плиты;
стадия 2 — работает объединенное сталежелезобетонное
сечение, воспринимающее вторую часть постоянной нагрузки
(нес мостового полотна) и временную подвижную нагрузку.
В стадии 1 до объединения железобетонной плиты с метал-
иоконструкциями, кроме того, возможна регулировка усилий
и главных балках, производимая обычно поддомкрачиванием
папок для более эффективного включения плиты в работу
объединенной конструкции.
219
Для стальной части пролетного строения действующие на-
пряжения в одних и тех же точках суммируются по стадиям.
В стадии 1 необходимо обеспечить общую устойчивость сжа-
того верхнего пояса балки, который работает пока свободно,
без присоединения железобетонной плиты.
Расчеты железобетонной плиты проезжей части на местный
изгиб и совместную работу с главными балками допускается
выполнять независимо друг от друга. Плита рассчитывается
поперек оси пролетного строения на прочность, выносливость
и трещиностойкость. Соответствующие указания содержатся в
курсе железобетонных мостов.
Учитываемую в составе сечения эффективную ширину
b j ~ + (Рис- 6.18) железобетонной плиты желательно оп-
ределять пространственным расчетом. Допускается принимать
следующую ширину свесов плиты: в сторону консоли при длине
пролета / > 12С - Ъс = С; при / < 12С - Ьс = а + с, но не
более С и не менее //72; в сторону соседнего стального эле-
мента b - при длине пролета / > 47? b - В/2', при I < 47? b =
= а + 6tsj, но не более В/2 и не менее Z/8 (а — половина ши-
рины железобетонного ребра или вута).
Расчет на прочность. При расчете объединенных балок при-
нимают ряд предпосылок, упрощающих расчет и, как показы-
вают результаты экспериментов, достаточно близко отражаю-
щих реальную работу конструкции: считают действительной
гипотезу плоских сечений, не учитывают податливость стыка
стальной и железобетон
Рис. 6.18. Схема для определения расчет-
ной ширины железобетонной плиты, учи-
тываемой в составе поперечного сечения
главной балки
ной частей.
С учетом способности
бетона работать в пластн
ческой области до возник
новения предельных де
формаций сжатия возмож
ны три расчетных случая
работы объединенного
сечения при положител!.
ном изгибающем момсп
те (плита всегда сжата)
220
• A -— балка и плита работают в упругой области, при-
знаком чего служит условие
cb = M2/(nb- Wb stb)-cbi<mb • Rb- (6.70)
• Б — балка работает в упругой, а бетон плиты — в пла-
стической областях, признаком чего является неравенство
°b>mb Rb’ (6-71>
• В — реактивное усилие Nbr, приложенное в центре тяже-
сти бетона плиты, остается постоянным. Оно не зависит от
деформаций плиты в пределах от перехода плиты в пластичес-
кую стадию работы до предельной относительной деформа-
ции сжатия бетона (еб = 0,0016), после чего бетон раздробля-
ется, и несущая способность железобетонной балки оказыва-
ется исчерпанной.
За предельное состояние при расчете на прочность в случаях
Л и Б принимают появление текучести металла стальной балки.
Случай А (рис. 6.19) наиболее распространен в практике,
он может приниматься и в эскизных расчетах. При этом про-
верку стальной балки на прочность производят по формулам
(6.72)—(6.74), а бетона и арматуры плиты — соответственно
но условиям (6.70) и (6.74):
пн,с=ов.е + <с = (м - Zbs WS2, Р ” Nbr/As m\ m Ry’ (6-72)
C=<c + <c = (M - zbs Nbr)l^ WsXJ + Nbr/As < mRy, (6.73)
o,. = M2/Wb stb+ Gri < mr Rr. (6.74)
i ie M, My и M2 — соответственно полный изгибающий момент и мо-
менты по стадиям, М- Му + М2;
Nbr=Ab^b+Ar^ (6-75)
। не Аь, Аг — соответственно площади бетона и продольной арматуры плиты;
<зь, <5Г — сжимающие напряжения в центре тяжести бетона и арматуры;
«}, — поправочые коэффициенты к моментам сопротивления ниж-
iii ro и верхнего поясов;
nb-EstIEb — соотношение модулей упругости металла и бетона;
|(/>. stb = WZ6. stb’ Wsl.s= Ws2,s= — моменты сопротивления;
Л — моменты инерции соответственно объединенного сечения и
11 шиной части;
221
Рис. 6.19. Схема объединенного сечения и эпюра напряжений в нем (случай А):
1 1 — нейтральная ось сечения металлической балки; 2—2 — нейтральная
ось объединенного сечения; С — центр тяжести сечения стальной бал-
ки; стб — центр тяжести объединенного сечения; б — центр тяжести
сечения бетона плиты
A s — площадь нетто поперечного сечения стальной балки;
chj, ari — уравновешенные в объединенном сечении напряжения,
возникающие в бетоне и арматуре на уровне центра тяжести площа-
ди плиты от ползучести и усадки бетона и обжатия поперечных швов
сборной плиты.
т, тр ть и тг — коэффициенты условий работы частей балки;
R/у Rrn Ry — расчетные сопротивления соответствующих частей балки;
Геометрические характеристики стальной балки определя-
ются обычным образом. Для объединенного сечения
А = Аь zb, Кпь Аь + Льу, (6.76)
‘м = ‘,+А. +'A4>+AbZlM/,lb. (6.77)
Ползучесть бетона необходимо учитывать при определении
усилий от постоянных нагрузок и воздействий, если наиболь
шие напряжения в бетоне от них превосходят 0,2Rb. Под дей-
ствием постоянного сжатия она приводит к перераспределе
нию внутренних усилий между бетоном плиты и металличес
кой балкой (рис. 6.20, а). При этом напряжения в бетоне пада
222
ют, а в стальной балке — возрастают. Численные значения
изменения напряжений могут быть определены из условий
совместности деформаций плиты и балки и уравновешенности
внутренних усилий в рассматриваемом объединенном сечении.
Ползучесть бетона допускается учитывать приближенно, если
Еь • Ib< Q,2EstIs, введением в расчет условного модуля упруго-
сти бетона
Ef kr = (v~ G^kr + D • MU + <P/J - v + °>5<Pfcr + !], (6.78)
где v = Ab • (l/As + Zb stb/iynh-,
^>kr ~ Cn — предельная характеристика ползучести бетона.
а
I’iic. 6.20. Схема для определения изменений напряжений в стальной бал-
•с вследствие ползучести бетона (а) и под воздействием усадки бетона
плиты (6)
223
Деформации обжатия поперечных швов плиты необходи-
мо учитывать, если продольная арматура плиты не состыко-
вана в швах.
Влияние усадки бетона плиты (рис. 6.20, б) следует учиты-
вать при расчетах на температурные воздействия. Напряжения
в стали и бетоне допускается определять по формуле
®shr ^shr ^s^stb, shr &shr Z^stb, shr vshr^'> (6.79)
где — предельная относительная деформация усадки бетона, при-
нимаемая 2 10 4 для монолитной плиты и 110 4 для сборной плиты;
Е следует принимать для бетона равным Ej shr, для стали — Es;
Astb shr *sth shr ~~ приведенные к стали площадь и момент инерции
брутто поперечного сечения сталежелезобетонной балки при модуле уп-
ругости бетона Е^ Kflr = 0,5 Eb;
Sshr= Zs Zs, b — статической момент площади стальной балки;
Z — расстояние от центра тяжести Astb sbr до фибры, где определя-
ется напряжение;
vshr — коэффициент, принимаемый для бетона и стали соответ-
ственно 0 и 1.
Рис. 6.21. Поперечное сечение сталеже-
лезобетонной конструкции и расчетные
эпюры разности температур: а — схе-
ма поперечного сечения; б — криволи-
нейная эпюра разности температур по
высоте стальной части сечения; в — то
же, для бетонной части сечения
В расчетах на темпера-
турные воздействия при-
нимают разными значе-
ния температуры железо-
бетонной и стальной ча
стей сечения. Разность
температур следует опрс
делять, как правило, на
основе теплофизических
расчетов. Для сплошно<
тенчатой конструкции при
езде поверху рассматрива
ют следующие расчетньн
случаи по определению
разности температур Z/; m;|R
плиты и стальной kohci
рукции (рис. 6.21): I
температура стали выпи
224
чем железобетона, и балка нагревается от воздействия сол-
нечных лучей при наклоне их к горизонту 30° и более —
<п max ~ 30 °C; 2 — температура стали выше, чем железобето-
на, но балка не нагревается от воздействия солнечных лучей —
tn max “15 °C; 3 — температура стали ниже, чем железобето-
|,а — *п, max 15 С.
Усилия и напряжения от температурных воздействий опре-
деляют, приняв криволинейную эпюру разности температур с
ординатой в z-й точке:
tni = 'н, шах Ъ max ^blJhW~ 3>82 ' (^Л/Ли,)2]. (6.80)
Напряжения в стали и бетоне от температурных воздействий
определяют следующим образом
— а ' ^max ’ Е ' (A/Astb, t + ' ^stb, t ~ v)> (6-81)
nie a = 1 10 5 коэффициент линейного расширения стали и бетона;
tmax ~ 0/, max- Значения At и St для различных случаев распреде-
иепия температуры в объединенной конструкции определяют по кор-
мим проектирования мостов.
Расчет на выносливость. Данный расчет выполняют в же-
иезнодорожных мостах для стальной и железобетонной частей
конструкции, а также для их стыка, в автодорожных, городс-
ких и пешеходных мостах — только для стальной части и сты-
ка. Температурные воздействия, усадку бетона и горизонталь-
ные нагрузки при этом можно не учитывать.
Расчет на выносливость пролетных строений железнодорож-
ных мостов, в которых временная нагрузка увеличивает сжи-
мающие напряжения в бетоне, следует выполнять с учетом виб-
роползучести бетона. Здесь опять же вводят условный модуль
упругости бетона, определяемый по формуле (6.78) с заменой
||»д(. на <pv£,., определяемой по формуле
ф,.Аг= 2Р1 Фь/(1 + Pi) + (1 -Р1) (0,388с„ - 0,35 • 10"6) • Еь, (6.82)
। ic р[ — характеристика цикла начальных напряжений в бетоне, опре-
|| псиных без учета виброползучести и ползучести.
|иг>з
225
Методика расчета на выносливость сталежелезобетонных
пролетных строений аналогична расчету стальных конструк-
ций (см. п. 6.3).
Расчет стыка железобетонной плиты со стальной конструкцией.
В продольном стыке плиты с верхним поясом стальной балки в
стадии 2 работы объединенной конструкции появляются продоль-
ные сдвигающие усилия Sq от поперечных сил Q (действие вто-
рой части постоянной нагрузки и временной подвижной нагруз-
ки) и SN от температурных воздействий и усадки бетона.
Заметим, что усадка бетона вызывает сдвиг плиты относи-
тельно пояса балки в направлении, противоположном сдвигу
от силовых воздействий, т.е. внутрь пролета. Поэтому учет
совместного действия этих факторов не приводит к ситуации,
более невыгодной, чем только приложение сил в стадии 2. Другое
дело — совместный учет сдвига плиты из пролета под дей-
ствием вертикальной нагрузки и разности температур плиты и
балки (температура плиты выше, чем балки), при котором
результат двух воздействий суммируется (но с коэффициента
ми сочетаний, меньшими единицы). Таким образом, стык сле-
дует рассчитывать на рассмотренные выше сочетания нагру
зок и выбирать из них наихудшее.
В первом приближении погонные сдвигающие усилия меж
ду плитой и верхним поясом балки (на единицу длины шва)
можно определить по элементарной формуле, основанной на
гипотезе плоских сечений
SQ = Q2-Sh_stf/Istb, (6.83)
где Q2 — поперечная сила, действующая на стадии 2 работы конструкции
stb — статический момент плиты относительно центра тяжес i и
объединенного сечения балки;
htb — момент инерции объединенного сечения.
Однако реальная работа балки не совсем соответствую
данному допущению. Серьезные отступления имеются в кон
цевых зонах (где поперечные силы имеют максимум), вбли ш
мест изменения поперечного сечения балки, а при существен
ной податливости объединительного стыка на сдвиг — прак-
тически на всей длине балки. Соответственно эпюра поюн
ных сдвигающих усилий Sq не вполне подобна эпюре пош
226
речных сил (?2- Как показы-
вают экспериментальные ис-
следования, эпюра распреде-
ления концевых сдвигающих
усилий может быть представ-
лена в упрощенном треуголь-
ном виде (рис. 6.22).
Приведенная длина около-
опорного участка действия сдви-
гающих сил может быть приня-
та равной «к = 0,36(27 + bsj),
। де Н— расчетная высота сталеже-
иезобетонного сечения;
bsj — расчетная ширина пли-
ты (см. рис. 6.18). Ордината эпю-
ры сдвигающих усилий в середи-
не околоопорного участка
St= \,l5SpQ/aK. (6.84)
Значение SpQ принимается наибольшим из двух значений:
сдвигающего усилия, рассчитываемого по формуле (6.83) в
основном сочетании нагрузок; суммы сдвигающих усилий
Хр от вертикальных нагрузок и SN от температурных воз-
действий, принимаемых с соответствующими коэффициен-
гами сочетаний г] < 1.
Конструкции объединения, расположенные на концевых
участках балки, следует рассчитывать, кроме того, на отрыва-
ющие усилия, в том числе возникающие от температурных
по «действий и усадки бетона:
Рис. 6.22. Эпюры распределения
концевых сдвигающих усилий меж-
ду железобетоном и сталью от
любых внутренних и внешних
продольных сил
Sab = 5,6Zh s2-Se/(H + bsl), (6.85)
। цс s2 — расстояние от центра тяжести поперечного сечения бетона
bi верхней фибры стальной конструкции;
$е — полное концевое отрывающее усилие, равное 2St.
Отрывающее усилие Sab следует принимать приложенным
пп расстоянии 0,024(77 + bs/) от конца балки.
227
Расчет стыка на жестких упорах выполняют по следующим
формулам:
> на прочность — в железнодорожных мостах
«/, S 2^ dr.
> на выносливость — в железнодорожных мостах
^^5^- Rb Ab.dr^ (6-87)
на прочность — в автодорожных и прочих мостах
Sh^RbAb.dr’ (6-88)
где Sh — сдвигающее усилие, приходящееся на один упор;
Ab dr — площадь поверхности смятия бетона упором.
Для гибких стержневых упоров аналогичные формулы име-
ют вид:
Sh < 0,24/ d (10Я6)1/2 при 2,5 < l/d < 4,2; (6.89)
Sh<d2- (10/?Д1/2 при//д'> 4,2, (6.90)
где I, d — длина и диаметр стержня упора.
Расчет стыка на наклонных анкерах из арматурной стали
круглого сечения или на петлевых анкерах выполняют по слс
дующим формулам:
Sh < 0,1Лай т Ry- cos а + d2 • (10/?6)1/2 sin а; (6.91)
Sh < 0,1 Аап - т • Rv (cos а + 0,8 sin а), (6.9?)
где Аа„ — площадь поперечного сечения ветви анкера;
ос — угол наклона анкера к поверхности стальной конструкции.
При объединении железобетона и стали ВПБ, обжимающп
ми железобетон, учитывают потери усилий натяжения болтов
от усадки и ползучести бетона плиты и слоя раствора под плитой
"hb = *hb (6У’>
где Nilb п — контролируемое усилие натяжения болта;
AN — потери усилий натяжения от усадки и ползучести бетона пни
ты и слоя раствора под плитой, рассчитывемые по формуле
228
&N = Nhb, w(°’23 - 0,00251), (6.94)
где t < 50 cm — суммарная толщина плиты и слоя раствора по оси отверстия.
Сдвигающее усилие, приходящееся на один высокопрочный
болт, должно отвечать условию
Sh<fNhbl,3, (6.95)
где f— коэффициент трения, принимаемый равным 0,6 при омоноличи-
нании шва цементно-песчаным раствором или при монолитной плите,
0,45 при непосредственном контакте сборного железобетона со сталью.
Упоры по длине балки теоретически можно размещать с
переменным шагом соответственно характеру эпюры сдвига-
ющих усилий. На практике иногда, назначив минимальный
шаг упоров в околоопорных участках плиты, размещение
упоров на остальных участках балки подчиняют конструк-
тивным соображениям.
6.6. Расчет связей, деталей и соединений
Связи. В составе пролетного строения поперечные связи как
। цементы стержневых ферм работают на осевые (сжимающие
пли растягивающие) усилия. Их определяют из пространствен-
ного расчета пролетного строения при наиболее невыгодном
расположении временных нагрузок.
Продольные связи, наряду с обеспечением геометрической не-
н вменяемости и пространственной жесткости, играют роль ветро-
вых ферм. Усилия в их элементах строений со сплошной стенкой
определяют аналогично решетчатым пролетным строениям.
При незначительных усилиях в связях их сечения подбирают
но предельно допустимой нормами гибкости элемента из условия
i /(/[А], (6.96)
। цг i и /0 — радиус инерции поперечного сечения элемента связей и его
। пободная длина;
|А) — предельная гибкость элемента, принимаемая равной 130 для
Фгисзнодорожных и 150 для автодорожных мостов.
Ребра жесткости. Сечения промежуточных поперечных ре-
1ч р и продольных ребер жесткости назначают, исходя из кон-
। Фуктивных соображений.
229
Рис. 6.23. Определение площади опорного ребра жесткости: а — при
расчете по смятию; б — при проверке на устойчивость
Опорные ребра, воспринимающие нижними торцами опор-
ные реакции S и передающие их стенке по высоте балки, про-
веряют расчетом на прочность по смятию торцов, на устойчи-
вость и прикрепление их к стенке балки. Необходимое число
(как правило, одно-три парных симметричных ребра) и пло-
щадь опорных ребер назначают из расчета на смятие торцов
ребер и приторцованной части стенки (работа на срез угловых
поясных швов не учитывается, рис. 6.23):
^CM = S/ACM<Rp.m, (6.97)
где Асм — суммарная площадь смятия всех элементов, воспринимаю
щих расчетную опорную реакцию <9;
7?р — расчетное сопротивление по смятию торцовых поверхностен.
Кр = Ru,/ym, где RUII — нормативное сопротивление по пределу прочно
сти стали, у — коэффициент надежности по материалу.
При проверке устойчивости формы опорное ребро ус-
ловно рассматривают как центрально сжатую силой .S стойку,
в сечение которой, кроме самих ребер, включают примыкаю
щие к ним участки стенки балки шириной в каждую сторону
по by = t. Проверку выполняют по условию
S/А < (р R • т, (6.98)
где А — площадь сечения опорной стойки брутто;
<р — коэффициент продольной устойчивости, определяемый по табл. 6 Н
в зависимости от гибкости опорной стойки X - ц lc/i (i— радиус инср
ции сечения относительно оси стенки).
230
Коэффициент ц приведения
расчетной длины опорной стой-
ки вычисляют по формуле
ц. = д/(/1 + 0,56)/(и+ 0,14), (6.99)
где и = /е • 7/(/с /г);
/с — длина опорной стойки, прини-
маемая равной расстоянию от верха
домкратной балки до верхнего пояса или
до ближайшего узла поперечных связей;
Zc — момент инерции опорной
стойки относительно оси стенки;
Ir, 1Г - соответственно момент
Рис. 6.24. Схема для расчета свар-
ного шва прикрепления верхнего
пояса к стенке балки
инерции сечения и длина распорки поперечной связи.
Сварные швы при проверке прикрепления опорных ребер к
стенке балки рассчитывают условно на полное усилие £.
Сварные соединения. В рассматриваемых конструкциях исполь-
1уются стыковые, угловые и нахлесточные сварные соединения.
Поперечные стыковые швы листов ортотропной и нижней
ребристой плит, поясов балок, выполненные по всем техноло-
гическим правилам, равнопрочны соответствующим элементам,
и проверки расчетом не требуют.
В приопорных зонах балочных сплошностенчатых пролет-
ных строений, где велики касательные напряжения, угловые швы
прикрепления листа стенки к верхнему поясу работают на срез
н двух направлениях (рис. 6.24). Конструирование сварного шва
гостоит в назначении его катета и проверке условия прочности
шва по формулам
при срезе по металлу шва —
-Гн, = J(eS/I)2+<^ 1(п tf) < Rwf т,
ври срезе по металлу границы сплавления
Ч = yl(QS/I)2 + (y}. 1(п - tz) < Rwz т,
(6.100)
(6.101)
I I' Q — поперечная сила;
.V, I — соответственно статический момент верхнего пояса и полный
момент инерции сечения балки;
231
оу — местное давление колес подвижной нагрузки (см. рис. 6.15);
п — число угловых швов;
tj, /, — расчетные высоты углового шва соответственно по металлу
шва и металлу границы сплавления;
— соответствующие расчетные сопротивления сварных швов
(см. п. 2.3).
Расчетная высота шва: по металлу шва — у = Ру • Ау; по
металлу границы сплавления — tz = Pz • кр
где ру, р_ — коэффициенты расчетных сечений угловых швов (для швов,
устраиваемых автоматической сваркой в лодочку, при катете шва до
16 мм — Ру= 1,1; pz = 1,15);
Ay — наименьший из катетов шва, значение которого задают и про-
веряют по формулам (6.100), (6.101).
Болтовые стыки. Выбрав тип и диаметр болтов, необходи-
мо определить их число, разместить болты в пределах накла-
док и установить размеры стыковых накладок.
Методика расчета усилий, приходящихся на болт (заклеп-
ку), не зависит от типа скрепления. Но, поскольку в капиталь-
ных стальных мостах применяют главным образом высокопроч-
ные (фрикционные) болты, ниже акцент сделан именно на этом
типе болтового соединения.
В общем случае стык воспринимает изгибающий момент М,
продольную N и поперечную Q силы (рис. 6.25). Предвари
тельно разместив болты в накладке стенки, проверяют проч-
ность болтового соединения по условию
(Л/сМ + ^1А,)2+(<2с/ЁА:;)2 <лб- Qhh, (6.102)
/=1 i=l
где Мс, Qc — части изгибающего момента М и поперечной силы Q, при
ходящиеся на стенку, Мс = М IJI (Ic, I — соответственно момент инер
ции стенки и момент инерции всего сечения балки);
Иу — момент сопротивления болтового поля, определяемый по фор
муле (6.103);
Nc — часть продольной силы, приходящаяся на стенку, Nc = N AJ I
(Ас, А — соответственно площадь сечения стенки и всего сечения);
п, kj — число рядов болтов и число болтов в z-м ряду;
— число болтоконтактов;
Qf)ft — расчетное усилие, воспринимаемое одним болтоконтактом
(см. п. 2.3).
232
т
Рис. 6.25. Расчетная схема болтового соединения
ai (6.103)
i=l
В комбинированных соединениях расчет болтового стыка
стенки выполняют аналогичным образом.
Число п болтов в стыках поясов рассчитывают по общей
формуле (для элементов, работающих на осевую силу N с из-
гибом моментом М):
n>[N-Ап/А + М- 1и/(1 Я)]/(иб Qbh), (6.104)
где Zn, Ап, Н — момент инерции, площадь пояса и высота балки
i оответственно. Значение продольной силы N принимают с учетом знака.
6.7. Конструктивные и технологические требования
Стальные мостовые конструкции необходимо конструиро-
вать с учетом возможностей технологического оборудования,
ра щеляя их на монтажные блоки, стремясь выполнить макси-
мальный объем работ на заводе-изготовителе.
Компоновка и размеры монтажных блоков во многом опре-
и ияются условиями перевозки конструкций (рис. 6.26). При
высоте главных балок, не превышающей 3,2 м, возможна пе-
ревозка на сцепах железнодорожных платформ цельнопролет-
ных блоков длиной до 35 м, а при высоте не более 3,6 м —
233
Рис. 6.26. Схемы погрузки металлоконструкций на железнодорожный
подвижной состав: а — габарит погрузки; б, в — размещение коробча-
тых и двутавровых балок на платформе; г — погрузка на сцеп из двух
четырехосных платформ
длиной до 21 м. Как правило, габаритные размеры сечения
коробчатого блока не должны превышать 2,5 х 3,6 м.
Необходимо унифицировать применяемый прокат с минималь
ными отходами, размеры монтажных блоков и элементов, а также
конструкцию узлов и расположение болтовых отверстий.
Для уменьшения числа соединительных сварных швов сече
ния составных элементов следует проектировать с минималь-
ным числом деталей. В конструкциях не должно быть сопри-
касающихся несоединенных частей (кроме мест примыкания
ребер жесткости к поясам балок), а также щелей, зазоров, пазух
и корыт. В местах возможного скопления влаги следует устра
ивать дренажные отверстия диаметром не менее 50 мм.
Непосредственная приварка вспомогательных деталей (эле
ментов перил, тротуаров, смотровых ходов и др.) к несущим
234
элементам пролетного строения не допускается. Приваривать
эти детали следует только к поперечным ребрам жесткости.
Сечения элементов. Наименьшая толщина деталей пролет-
ных строений принимается по расчету, но не менее указанной
в табл. 6.11.
Наибольшая допустимая толщина проката в сварных эле-
ментах из углеродистых и низколегированных сталей -60 мм,
в стыковых накладках и узловых фасонных листах при фрик-
ционных соединениях — 16 мм.
Сечения поясных листов сварных двутавровых балок на-
значают из условия устойчивости полок и стенок изгибаемых
элементов, не подкрепленных ребрами жесткости. Ориентиро-
вочно отношение ширины листа пояса к его толщине может
быть назначено не более 30 и 25 соответственно для элементов
из углеродистой и низколегированной сталей.
Если требуемая толщина пояса сварной балки превышает 60,
50 и 40 мм (соответственно в конструкциях обычного, северного
А и Б исполнений), допускается применение в поясах пакетов из
двух листов. Сечение пояса следует изменять в зоне расположе-
Таблица 6.11
Наименьшая толщина деталей пролетных строений
Детали конструкции Размеры деталей конструкций мостов, мм
железнодорожные автодорожные, городские и пешеходные
1. Листовые детали (за исключением ука- laiiHbix в поз. 2...7) 2. Вертикальные стенки сварных изгибае- мых балок и узловые фасонки ферм '. Узловые фасонки связей 1. Накладки в стыках ребер оргогропной плиты 5. Прокладки (>. Горизонтальные опорные листы 1. Листы настила и ребер ортотропной и ребристой плит Н. Уголки в основных элементах главных ферм и проезжей части •> Уголки в элементах связей И) 12 10 8 4 20 12 100 х 100 х 10(12) 80 х 80 х 8 10 10 8 8 4 20 12 100 х 100 х 10 80 х 80 х 7
Примечание. В скобках указан размер для фланцевых прикреплений.
235
ния его стыков, предусматривая скосы по ширине или толщине,
а при необходимости — и то и другое одновременно с уклоном
1:8 для растянутого пояса и 1:4 для сжатого (см. рис. 3.4). В этом
случае следует применять листы, отличающиеся по ширине не
менее, чем на 100 мм. В автодорожных и городских мостах до-
пускаются пакеты из листов одинаковой ширины. Наружный лист
пакета пояса, обрываемый в пролете балки, следует продлить за
место его теоретического обрыва на длину, обеспечивающую
прикрепление 50 % площади листа.
Ортотропная плита. В автодорожных и городских мостах ор-
тотропную плиту следует проектировать, как правило, одно-
ярусной с продольными ребрами открытого сечения из полос.
Обычно при толщине покрывающего листа 12 мм расстояние
между полосовыми продольными ребрами принимают в преде-
лах 250...350 мм. Размеры продольных ребер устанавливают
расчетом иа устойчивость. Ориентировочное отношение высо-
ты ребра к его толщине должно быть не более 12...13. Мини-
мальная толщина покрывающего листа в автодорожных мостах
может быть определена по методике Клеппеля, который исхо-
дил из ограничения прогиба листа под местной нагрузкой:
^=а\[^Р7Ё, (6.105)
где а — расстояние между продольными ребрами;
Р — максимальное давление на лист от сосредоточенной нагрузки,
определяемое с учетом его распределения конструкцией полотна;
2, — коэффициент, принимаемый при продольных ребрах соответ
ственпо полосового и фасонного профилей равным 7,8 или 15,6;
Е — модуль упругости стали.
Для стыковки с ортотропной плитой верхние пояса короб
чатых балок желательно выполнять постоянной ширины. При
соединение покрывающего листа к поясам сварными швами
внахлестку не допускается. Также недопустимо примененш
монтажных стыков ортотропной плиты с обрывом ребер в зоне
монтажного стыка.
Ребра жесткости. Вертикальные стенки коробчатых балок обычно
подкрепляют системой продольных и поперечных ребер жестах
236
ти. В связи с высокой трудоемкостью их заводского изготовления
следует стремиться к постановке минимального числа ребер.
При тонких стенках в местах передачи вертикальных сосре-
доточенных сил, расположения поперечных связей и прикреп-
ления поперечных ребер (балок) ортотропной и нижней реб-
ристой плит должны быть предусмотрены поперечные ребра
жесткости, выполняемые из полос, уголков или тавров. Про-
межуточные поперечные ребра следует предусматривать в со-
ответствии с расчетом местной устойчивости стенки на всех
стадиях работы конструкции.
Продольные ребра жесткости необходимы лишь в тех случа-
ях, когда не обеспечивается местная устойчивость стенки за счет
постановки одних поперечных ребер жесткости, а изменение
толщины стенки оказывается нецелесообразным. При отсутствии
давления местной нагрузки на пояс балки продольные ребра
рекомендуется располагать от сжатого пояса на расстояниях:
при одном ребре — (0,2...0,25) - h ;
при двух или трех ребрах: первое ребро — (0,15...0,20) hw, вто-
рое ребро — (0,4...0,5) • hw, третье ребро располагают, как правило,
в сжато-растянутой зоне стенки (Ли, — полная высота стенки).
В пролетных строениях мостов всех назначений допускаются
ребра на одной стороне стенки, а также односторонние попе-
речные и продольные ребра с разных сторон стенки. По усло-
вию устойчивости ширина выступающей части bh должна быть
для парного симметричного ребра не менее (/?и,/30) + 40 мм, для
одностороннего ребра — (hw/24) + 50 мм. Толщина ребра ts не
может быть менее 2bh ^Ry/E, где Ry — расчетное сопротивле-
ние стали.
В теории устойчивости тонких стенок, подкрепленных ребра-
ми жесткости, считается, что пояса, продольные и поперечные
ребра создают для каждой пластинки стенки жесткий неизменя-
емый контур. Чтобы обеспечить это условие, моменты инерции
сечений поперечных ребер жесткости Is должны удовлетворять
нормам в табл. 6.12, а продольных ребер 7^ — табл. 6.13.
В табл. 6.12 введены обозначения: ги, — толщина стенки балки;
и — расстояние между осями поперечных ребер жесткости.
237
Таблица 6.12
Моменты инерции сечений поперечных ребер жесткости
a/hu. I.AhKls- t3) w для поперечных ребер
0,75 0,80
0,62 1,44
0,50 2,80
0,40 4,60
0,33 6,60
Таблица 6.13
Моменты инерции Isi сечений продольных ребер жесткости
h t/K. Необходимый момент инерции сечения продольного ребра Д/ Предельные значения Д;
минимальные максимальные, учитываемые в расчете
0,20 (2,5 - 0,5a//i„) Л 3 lh W 1,5й„. / 3 W Thwt 3 W
0.25 (1,5 —0,4о/й„)а2 Г 3/й w 1,5йи, t 3 И' 3,5й„ • t 3 W
0,30 1,5hw t3 И’ — —
В табл. 6.13 введено обозначение: — расстояние от оси
продольного ребра жесткости до оси ближайшего пояса.
Момент инерции ребер жесткости вычисляется относитель
но нейтральной оси составного сечения, в состав которого входя!
сами ребра (плоские, уголковые, тавровые) и примыкающие
участки стенки шириной по by ~ • t , где коэффициент
равен 14, 12 и 11,5 соответственно для стали 16Д, 15ХСНД и
прочих низколегированных сталей.
При необходимости постановки поперечных ребер с боль
шим моментом инерции следует применять ребра в виде уголком
или тавров. Внутри коробок допускаются продольные ребра
из уголка, при этом вертикальная nojtKa должна быть повер
нута вниз.
В местах примыкания ребер к поясам балки и ребрам же
ткости другого направления необходимо предусматривать скру>
ленные вырезы высотой 120 мм и шириной 50 мм. У опорных
238
ребер жесткости можно уменьшать ширину выреза до 30 мм, а
высоту — до 50 мм.
Торцы поперечных ребер жесткости балки, к которым при-
крепляют поперечные ребра ортотропной плиты, должны быть
приварены к поясам балки независимо от типа исполнения кон-
струкций и знака напряжений в поясе. Допускается устрой-
ство обрывов промежуточных поперечных ребер на стенке
вблизи поясов с выполнением на концах ребра выкружки. Их
механически обрабатывают вместе с концами швов для по-
лучения плавных переходов к стенке балки радиусом не менее
60 мм. В опорных ребрах производят пригонку торцов ребер к
листу нижнего пояса балки.
При приварке поперечных ребер жесткости к растянутому
поясу поперечные швы прикрепления следует выполнять с
соотношением катетов 1:2 (больший катет на поясе) и плав-
ным переходом к основному металлу.
Ребра жесткости должны быть прикреплены к стенке сплош-
ными двухсторонними швами. В пролетных строениях всех
назначений и исполнений в местах пересечения ребер жестко-
сти необходимо пропускать непрерывными продольные ребра
и их швы, а поперечные ребра (кроме опорных) прерывать и
прикреплять к ним угловыми швами или делать в них проре-
IH. Продольные и поперечные односторонние ребра желатель-
но выполнять одинаковой ширины для удобства стыкования.
Возможно размещение продольных и поперечных ребер по
разные стороны стенки. В этом случае они могут быть разной
ширины. В местах болтовых поперечных стыков продольные
ребра, как правило, перекрывают накладками из уголков.
Связи. Распорки и диагонали продольных связей, распорки
поперечных связей нельзя приваривать непосредственно к пе-
нсам балок пролетных строений всех назначений.
Для автодорожных, городских и пешеходных пролетных стро-
пой при крестовой и полураскосной системах продольных свя-
icii при фасонках связей, привариваемых к стенке втавр, необ-
ходимо предусматривать мероприятия по снижению концентра-
ции напряжений (полное проплавление всей толщины фасонки
и плавный переход к стенке за счет выкружки радиусом не менее
239
60 мм с механической обработкой). Чтобы обеспечить устойчи-
вость и устранить колебания пояса относительно стенки, на стенке
балки поперечные ребра жесткости должны быть поставлены в
плоскости каждого узла связей.
В случае, если указанные фасонки пересекаются с попереч-
ными ребрами жесткости, фасонки и их швы следует устраи-
вать непрерывными; элементы поперечного ребра жесткости к
фасонке надлежит приваривать угловыми швами с отношени-
ем катетов 1:2 (больший катет — на фасонке) и плавным пере-
ходом к основному металлу фасонки.
Элементы связей, привариваемые внахлестку к фасонкам,
следует прикреплять двумя фланговыми и двумя лобовыми
швами, а связи в виде парных симметричных уголков — двумя
фланговыми и одним лобовым швом. Расстояния между шва-
ми прикрепления элементов связей и швами, прикрепляющи-
ми фасонки к стенке балки, а также к поперечным ребрам
жесткости, должны быть не менее 60 мм.
Соединения металлоконструкций. В соединениях металлокон-
струкций мостов применяется сварка встык и сварка угловы-
ми швами (фланговыми и лобовыми). Комбинированные сты
ки, в которых одновременно применяют сварку встык и усиле-
ние накладками, приваренными фланговыми или лобовыми
швами, в пролетных строениях мостов не применяют вслед
ствие пониженной выносливости таких соединений.
Во избежание значительной концентрации напряжений ле
следует допускать резкого изменения сечений, входящих углов
и других концентраторов напряжений, обеспечивая плавны и
переход от металла шва к основному металлу за счет скругле
ния деталей и механической обработки.
В соединениях, работающих на отрыв, обязательно полно»
проплавление швов. Применение узлов с работой на отрыв
деталей пакета, образованного с помощью нахлесточных yi
ловых сварных швов, не допускается. Также исключены пре
рывистые швы для соединения отдельных деталей и прикреи
ления элементов конструкций.
В северных условиях некоторые сварные соединения зам»
няют фрикционными болтами или заклепками. Однако заир»
240
щается применять комбинированные соединения, в которых
часть усилий воспринимается сварными швами, а часть —
заклепками из-за большой разницы в податливости этих со-
единений. Также не допускается совместная работа сварных
швов и фрезерованных торцов опорных ребер жесткости.
В конструкциях с фрикционными соединениями должна быть
обеспечена возможность свободной постановки ВПБ, плотно-
го стягивания пакета болтами и закручивания гаек с примене-
нием сборочных ключей, электрогайковертов и динамометри-
ческих ключей (т.е. необходимо обеспечивать «место под ключ»).
Болтовые соединения следует проектировать с возможно
более компактным расположением болтов. Расстояния между
центрами болтов: минимальное в любом направлении — 2,5с/;
максимальное в любом направлении в крайних рядах — Id
или 16?, в средних рядах — 24?; от центра болта до края эле-
мента: минимальное — 1,5с/; максимальное — 8? или 120 мм
(где d — номинальный диаметр болта; ? — толщина наиболее
гонкой детали, расположенной снаружи пакета листов). При
размещении болтов и конструировании стыков необходимо
ориентироваться на применение заводских кондукторов для
рассверливания отверстий со стандартной сеткой, например,
сеткой 80 х 80 мм для болтов диаметром 22 мм (диаметр от-
иерстий 25 мм).
Ряды болтовых отверстий в прокатных профилях следует
размещать по рискам, приведенным в сортаменте.
Число болтов должно быть не менее двух в прикреплениях
шязей, а также в каждом продольном ряду прикрепления или
i гыковой накладки (считая от оси стыка), вдоль усилия —
минимальным. В продольных и поперечных стыках стенок балок
попускается располагать болты с каждой стороны стыка в один
ряд. Стыки вертикальной стенки балки должны быть перекры-
1ы накладками по всей высоте. Стыковые накладки уголков
юпускается выполнять в виде плоских листов.
При устройстве комбинированных (болтосварных) стыков
и.। них распростряняются изложенные выше требования как к
। парным, так и к болтовым соединениям.
И 53
241
Глава 7. Балочные пролетные строения
с решетчатыми фермами
7.1. Общие сведения
Балочные пролетные строения с решетчатыми главными
фермами используют намного шире при строительстве желез-
нодорожных мостов, чем автодорожных. Подчас это единственно
возможное решение. Точно установить границы рационально-
го применения решетчатых пролетных строений сложно, так
как они зависят от многих факторов. Во всяком случае, в малых
пролетах (до 30...40 м) решетчатые фермы нецелесообразны,
поскольку трудоемкость и стоимость их изготовления суще-
ственно выше, чем балок со сплошной стенкой. В автодорож-
ных мостах решетчатые фермы при длине пролетов до 200 м
почти полностью вытеснены сплошностенчатыми балками.
В пролетных строениях с решетчатыми главными фермами
вместо листа стенки устроена дискретная решетка, элементы
которой вместе с поясами должны образовывать геометричес-
ки неизменяемую конструкцию (рис. 7.1). В фермах при узло-
Рис. 7.1. Схема разрезного балоч-
ного решетчатого пролетного стро-
ения с ездой поверху: 1 — опор-
ные поперечные связи; 2 — верх-
ние продольные связи; 3 — элемен-
ты главной фермы; 4 — нижние
продольные связи; 5 — промежу-
точные поперечные связи
вой передаче нагрузки все эле-
менты работают преимуществен
но на осевые силы, что позволя
ет полнее использовать прочно
стные свойства материала, и
чем их несомненное достоин
ство. В мостах любого назна
чения балочные решетчатые про
летные строения могут быть pa i
резными, неразрезными, консоль
ными, с ездой поверху и понизу
Разрезное строение однопуг
ного железнодорожного моста i
ездой поверху состоит из дву\
главных ферм, объединенных и
пространств енную конструki и i к •
системой продольных и поперсч
242
ных связей. Число главных ферм в автодорожных мостах мо-
жет быть более двух. Связи выполняют ту же роль, что и в
сплошностенчатых балках (см. и.3.2).
Перечислим основные параметры пролетного строения:
расчетный пролет /р; высота 1ц ферм, измеряемая между гео-
метрическими осями поясов фермы; расстояние между центра-
ми смежных узлов ездового пояса фермы d, называемое пане-
лью фермы; угол наклона а раскосов к вертикали; расстояние
между осями главных ферм В (рис.7.2). Ездовым поясом назы-
вается пояс фермы, расположенный в уровне передачи времен-
ной подвижной нагрузки на главные фермы. Панель длиной d
обычно совпадает с панелью ферм продольных связей.
Согласно принятой в нашей стране модульной системе дли-
ну пролета /р, как правило, назначают кратной 11 м в желез-
нодорожных мостах и 21 м (10,5 м) в автодорожных.
В принципе, длина d панели фермы может быть выбрана
произвольной (желательно иметь только регулярную решетку
фермы). Следует учитывать, что три компоновочных парамет-
ра фермы взаимосвязаны, а именно: d = 1ц • tg ос. При задан-
ной высоте фермы длина панели фермы должна быть такой,
чтобы обеспечивать приемлемый по конструктивной компо-
новке узла фермы угол а в пределах от 30° до 50°.
Высота фермы при езде поверху определяется требования-
ми обеспечения вертикальной жесткости и экономичности.
Наименьшая металлоемкость пролетного строения в железно-
дорожных мостах достигается при высоте ферм (1/5...1/7)/р.
Однако при езде поверху фермы обычно делают более низки-
ми — высотой (1/7...1/9)/р.
d
б
" а 6
А—А
В
А.
1‘пс. 7.2. Основные параметры разрезных балочных решетчатых пролетных
строений: а — с постоянной высотой; б — с переменной высотой
243
В автодорожных мостах принимают h\ равной (1/8... 1/12)/р
для разрезной и (1/10...1/14)/р для неразрезной системы. В го-
родских условиях высота и конфигурация ферм подчиняются
архитектурным требованиям. Назначение высоты ферм, кроме
того, продиктовано соображениями унификации и стандарти-
зации, условиями заводского изготовления металлоконструк-
ций, их транспортировки и монтажа.
Расстояние В между осями главных ферм поперек моста,
подобно сплошностенчатым пролетным строениям, определя-
ется конструкцией мостового полотна, поперечной устойчиво-
стью пролетного строения, его горизонтальной жесткостью и
экономическими соображениями.
Поперечная устойчивость пролетного строения может быть
увеличена снижением высоты фермы с переменной высотой /?2
над опорами или устройством опорных частей, воспринимаю-
щих отрицательные опорные реакции. По требованиям гори-
зонтальной жесткости рекомендуется назначать расстояние
между фермами с ездой поверху не менее (1/16...1/20)/р.
При безбалластном мостовом полотне и расстоянии между
осями ферм более 2...2,2 м при езде поверху необходимо устра-
ивать балочную клетку проезжей части (рис. 7.3). В этом случае
Рис. 7.3. Пролетное строение с ез-
дой поверху и балочной клеткой:
1 — продольные балки; 2 — попе-
речные балки
нагрузка от подвижного соста-
ва передается через мостовое
полотно на продольные балки,
которые передают нагрузку че-
рез поперечные балки в узлы
ездового пояса главных ферм.
Пролетное строение с ездой
поверху без балочной клетки
проще и легче, чем с клеткой,
но его верхние ездовые пояса
работают на осевое сжатие i
местным изгибом при внеузло
вом приложении нагрузки, что
требует снизить длину панели
или увеличить сечения верхних
поясов и массу главных ферм
244
При езде поверху существенно снижается объем кладки опор.
Однако большая строительная высота пролетных строений,
определяющая при перекрытии судоходных пролетов общую
высоту моста и подходов к нему, является существенным недо-
статком. Поэтому в русловых пролетах чаще всего использу-
ют пролетные строения с ездой понизу, имеющие значительно
меньшую строительную высоту.
В пролетных строениях с ездой понизу обычно исключают
концевые стойки и примыкающие к ним элементы верхних по-
ясов, т.к. они не работают на вертикальную нагрузку. Очертание
контура ферм по фасаду приобретает форму трапеции (рис. 7.4).
Пролетное строение с ездой понизу под однопутную же-
лезную дорогу формируется из двух главных ферм, соеди-
ненных верхними и нижними продольными связями по по-
ясам, промежуточными и опорными поперечными связями.
Рис. 7.4. Пролетное строение с ездой понизу: 7 — портальная рама; 2 —
циагонали верхних продольных связей; 3 — промежуточные поперечные
i вязи; 4 — верхний пояс фермы; 5 — распорка верхних продольных свя-
icii; 6 — подвеска; 7 — нижний пояс фермы; 8 — раскос; 9 — стойка; 10 —
продольная балка; 11 — поперечная балка; 12 — продольные связи
проезжей части; 13 — нижние продольные связи
245
Расстояние между осями ферм здесь приходится увеличивать
до 5,6...5,8 м, чтобы фермы размещались вне пределов габари-
та приближения строений. При больших пролетах это рассто-
яние также определяется поперечной устойчивостью и гори-
зонтальной жесткостью, которые в большинстве случаев удов-
летворяются при расстоянии между фермами (1/20... 1/25)/р.
Экономически выгодная высота ферм данного типа со-
ставляет в железнодорожных мостах (1/5... 1 /7)/р, в автодо-
рожных (1/6... 1/1 ())/р. По условиям размещения верхних про-
дольных и поперечных связей, а также контактной подвески
электрифицированных линий за пределами габарита прибли-
жения строений (рис. 7.5) минимальная высота ферм состав-
ляет 8...8,5 м. Высота может быть увеличена, исходя из усло-
вий обеспечения вертикальной жесткости пролетного строе-
ния, унификации размеров серии пролетных строений, эсте-
тических и иных соображений.
В случае, когда экономически выгодная высота главных
ферм оказывается недостаточной для установки верхних про-
дольных связей, применяют пролетные строения открытого
типа, подобные сплошностенчатым пролетным строениям с
ездой понизу (см. п. 3.4). В них отсутствующие верхние про-
дольные связи заменяются жесткими полурамами, формируе-
мыми из поперечных балок, стоек и подвесок главных ферм.
Рис. 7.5. Схемы поперечных сечений пролетных строений, связей и портал!,
ных рам: 1 — распорка; 2 — раскос; 3 — габарит приближения строений
246
Верхние пояса открытых пролетных строений работают в не-
благоприятных условиях — как сжатые стержни, закреплен-
ные от поперечных смещений податливыми связями в местах
установки полурам. При недостаточной жесткости полурам
случались обрушения пролетных строений в результате поте-
ри устойчивости сжатыми поясами ферм.
В пролетных строениях с ездой понизу увеличиваются дли-
ны элементов продольных связей и усложняется устройство
поперечных связей, выполняемых в виде рам со сквозными или
сплошностенчатыми ригелями. Горизонтальную нагрузку ферма
верхних продольных связей передает через опорные попереч-
ные связи на опорные части. Поэтому опорные поперечные
связи несут значительно большую нагрузку, нежели промежу-
точные связи, и выполняются в виде жестких портальных рам,
размещаемых в плоскостях крайних (портальных) раскосов.
Поперечная нагрузка с нижних продольных связей передается
непосредственно на опорные части.
При езде понизу также устраивается проезжая часть в виде
балочной клетки, в которой продольные балки объединяют в
пространственную конструкцию собсгвенной системой связей,
а поперечные прикрепляют в узлах нижних поясов ферм.
Расположение балок проезжей части пролетных строений с
ездой поверху и понизу возможно в одном уровне при одина-
ковой (рис. 7.6, а) и разной (рис. 7.6, б) высотах продольных
и поперечных балок, а также в разных уровнях, так называе-
мое этажное расположение (рис. 7.6, в).
Рис. 7.6. Схемы расположения балок проезжей части: а, б — в одном уровне;
ч — этажное расположение; 1 — продольная балка; 2 — мостовое
полотно; 3 — главная ферма; 4 — поперечная балка
247
Одноуровневое расположение балок обеспечивает минималь-
ную строительную высоту пролетного строения и упрощает
конструкцию узла их соединения. В двухпутных железнодо-
рожных и в автодорожных мостах число продольных балок,
как правило, превышает две, а поперечные балки, несущие
намного большие нагрузки, получаются большей высоты, не-
жели продольные балки. В этом случае применяют тип балоч-
ной клетки, изображенный на рис. 7.6, б.
Проезжая часть с этажным расположением балок (см. рис. 7.6, в)
имеет простой узел сопряжения балок. Однако такое решение
не только увеличивает строительную высоту, но и имеет ряд
существенных эксплуатационных недостатков: быстрое расстрой-
ство заклепок или болтов в сопряжении балок, изгиб и появ-
ление усталостных повреждений верхних поясов поперечных
балок. Поэтому в современных пролетных строениях таких
конструкций стараются избегать.
7.2. Схемы решеток главных ферм и связей
Поскольку мы имеем дело с балочным пролетным строени
ем, можно проследить определенную аналогию между сплош
ностеичатой балкой и решетчатой фермой. В балке с решетча
тыми фермами усилия от действия изгибающего момента вос-
принимают в основном пояса ферм, а от поперечных сил
элементы решетки. Исходя из этого, при эскизных расчетах
усилия в поясах 5пи раскосах определяют по формулам
= Мб/Лф; Sp = e6/cos а, (7.1)
где Л/б и £>6 — изгибающий момент и поперечная сила в соответствую
щих сечениях простой балки;
йф — расчетная высота фермы в данном сечении;
а — угол наклона раскоса к вертикали.
Достоверно судить о характере работы каждого элемента ферм, ।
можно только по линиям влияния усилий в элементе. Предпои<>
жение о работе элементов ферм только на осевых усилиях опт
вано на шпотезе о шарнирности узлов и строго узловом приш»
жении нагрузки. Сформулированное в середине XIX в., оно обын
няется низким уровнем развития теории и слабыми вычислип-ш
248
ными возможностями человека. Более того, в то время инженеры
пытались даже подогнать конструкцию под принятое допуще-
ние, выполняя узлы главных ферм шарнирными с возможнос-
тью свободного поворота элементов. Однако со временем вслед-
ствие коррозии металла в шарнирах элементы начинали рабо-
тать как частично защемленные. Стремлением приблизить ус-
ловия работы конструкции к расчетной схеме и объясняется
устройство в ранних проектах шарнирного опирания попереч-
ных балок проезжей части в узлах главных ферм.
В действительности из-за жесткости узловых соединений,
а также при эксцентричном прикреплении элементов в узлах ферм
в стержнях ферм наряду с осевыми усилиями 2V- возникают изги-
бающие моменты и поперечные силы Qj. Влияние жесткости
узлов на дополнительные напряжения в элементах ферм исследо-
вал еще академик Е.О. Патон в конце XIX в. В результате при-
нято считать: если отношение высоты элемента к его длине более
1/15, то при расчете ферм на прочность и выносливость необхо-
димо учитывать жесткость узлов. При сварных узловых соедине-
ниях расчет на выносливость с учетом жесткости узлов произво-
дится независимо от указанного соотношения.
Вообще, в точных расчетах нужно строить линии влияния
грех усилий, полагая, что расчетная схема конструкции с же-
сткими узлами, а элементы — внецентренно нагружены. При
ном поперечные силы Qj в элементах поясов и решетки ферм
обычно невелики, поэтому требуется лишь проверка прочнос-
ти на сдвиг соединений деталей элементов ферм.
Рассмотрим работу
цементов главной фер-
мы балочного разрезно-
|о пролетного строения
г ездой понизу на осевые
усилия на примере фер-
мы с параллельными
поясами и треугольной
решеткой с дополнитель-
ными стойками и подвес-
ами (рис. 7.7).
Условные обозначения:
Сжатые элементы
I | Растянутые элементы
W7/A Сжато-растянутые элементы
Рис. 7.7. Схема распределения усилий
в элементах сквозных ферм
249
Верхние пояса фермы всегда сжаты, нижние — растянуты.
Соответственно увеличению площадей линий влияния осевых
усилий в поясах от опор к центру пролета приходится в этом
направлении увеличивать и площади сечений поясов ферм (утол-
щенные элементы на рис. 7.7). Сечения элементов крайних
панелей, требующиеся минимальными, могут быть увеличены,
например, по условиям навесного монтажа пролетного строе-
ния. Пояса ферм, примыкающие к опорным узлам, помимо
осевых сил, работают на изгибающий момент от передавае-
мых с эксцентриситетом на неподвижную опорную часть про-
дольных сил торможения или тяги подвижной нагрузки.
Сечения раскосов, наоборот, требуется уменьшать к середине
пролета в соответствии с законом изменения поперечной силы. Знаки
усилий в раскосах зависят от соотношения постоянной и временной
нагрузок и соотношения положительной и отрицательной площа-
дей линий влияния осевого усилия N- в раскосе. Обычно раскосы,
восходящие от опор к середине пролета, сжаты, нисходящие —
растянуты. Раскосы, расположенные в середине фермы, могут быть
сжато-растянутыми, т.к. суммарная площадь линии влияния (часть
усилия, вызванная постоянной нагрузкой) у них невелика, а вре-
менная нагрузка может занимать любое положение на длине фер-
мы, вызывая в элементе то растягивающее, то сжимающее усилия.
Ранее была продемонстрирована работа элементов на при-
мере главной фермы с треугольной решеткой. Однако, в прин-
ципе, возможен широкий спектр различных решеток при раз-
ном очертании поясов главных ферм.
Очертание поясов существенно влияет на распределение и зна-
чения усилий в элементах ферм, определяет конструктивные, тех-
нологические и эксплуатационные качества ферм. Главные фермы
могут иметь полигональное или параллельное очертание поясов
Фермы с полигональными поясами при езде понизу имеют верхний
полигональный (криволинейный или ломаный) пояс (рис. 7.8, а), а
при езде поверху — нижний (рис. 7.8, б). Эти фермы наиболее ра
циональны, т.к. близки к балкам равного сопротивления и имени
минимальную длину элементов решетки. Однако большое числи
типоразмеров элементов и узлов повышает трудоемкость и стоимосч н
их изготовления и монтажа.
250
Рис. 7.8. Типы главных ферм: а, б — - с полигональными поясами; в. г —
с параллельными поясами
Фермы с параллельными поясами (рис. 7.8, в, г) имеют боль-
шую массу стали, чем фермы с полигональными поясами, но
меньшую трудоемкость и стоимость изготовления и монтажа
при однотипных элементах и узлах. Кроме того, горизонталь-
ный верхний пояс удобен для перемещения монтажного крана
при навесной сборке пролетного строения.
Помимо раскосов в решетку ферм можно вводить дополни-
тельные элементы: вертикальные стойки и подвески, а также
распорки и стяжки для уменьшения свободной длины элемен-
। ов, шпренгели и другие детали. Стойки работают на сжатие от
воздействия временной нагрузки (см. рис. 7.8, б, г) или монтаж-
ных кранов, перемещающихся по верхним поясам (рис. 7.8, в).
Кроме того, стойки необходимы для формирования попереч-
ных рам, в которые входят поперечные балки проезжей части.
Наконец, они снижают свободную длину верхнего сжатого по-
яса фермы. Подвески работают на растяжение в фермах с ездой
понизу от постоянной нагрузки и временной, расположенной в
пределах смежных с подвеской панелей фермы.
К числу простейших геометрически неизменяемых решеток
ферм относится треугольная решетка, которая состоит из вос-
ходящих и нисходящих раскосов (рис. 7.9, «). Ее достоинством
шляется малое число элементов, узлов, регулярность, четкий
рисунок, эстетичность, высокая жесткость, технологичность и
чкономичность конструкции.
251
Рис. 7.9. Схемы решеток ферм: а — треугольная; б треугольная с донок
нительными стойками и подвесками (езда понизу); в — то же, с дополни
тельными стойками (езда поверху); г — треугольная шпренгельная; <)
раскосная с нисходящими раскосами; е — то же, с восходящими раскш .>
ми; ж — полураскосная; з — многораскосная; и — ромбическая; к — дпон
пая треугольная; л — крестовая; м — многорешетчатая; н — двойная треугопг
ная с полуподвесками и полустойками; о — ромбическая с полуподвеска мн
п — то же, с полуподвесками и полустойками; р — безраскосная
252
Но с возрастанием длины пролета фермы растет и ее высо-
та. При рациональном угле наклона раскосов а увеличивается
длина панели проезжей части, ее металлоемкость (особенно в
железнодорожных мостах), а также возрастает свободная дли-
на верхних сжатых поясов главных ферм. Возникает необхо-
димость снижения длины панели, что может быть сделано
различными способами: введением в решетку дополнительных
элементов; увеличением числа основных элементов решетки;
комбинацией указанных способов.
Введение в треугольную решетку дополнительных стоек и
подвесок при езде понизу (рис. 7.9, б) и стоек при езде поверху
(рис. 7.9, в) позволяет сократить длину панели ездового пояса
<7() исходной решетки в два раза.
Сократить длину панели еще в два раза (<7() /4) можно за
счет устройства в каждой панели ездового пояса основной
треугольной фермы дополнительных треугольных ферм —
шпренгелей (рис. 7.9, г). Вместе со шпренгелями обычно ставят
полустойки, полуподвески и распорки (затяжки), служащие для
уменьшения свободной длины элементов фермы.
Увеличение числа основных элементов решетки для сокра-
щения длины панели ездового пояса фермы приводит к обра-
юванию различных других типов решетки: раскосной, ромби-
ческой, многорешетчатой и др.
Раскосные решетки состоят из нисходящих, преимущественно
растянутых, раскосов и сжатых стоек (рис. 7.9, Э) или из восходя-
щих, преимущественно сжатых раскосов и растянутых подвесок
(рис. 7.9, е). При большой высоте раскосной фермы сохранение
рационального угла наклона раскоса а приводит к образованию
полураскосной (рис. 7.9, ж) или многораскосной (рис. 7.9, з) решет-
кам, позволяющим сократить длину панели в четыре раза.
Ромбическая решетка состоит из перекрещивающихся раскосов
и одного горизонтального или вертикального элемента, обеспечи-
пающего геометрическую неизменяемость фермы (рис. 7.9, и).
Сложением простых треугольных решеток можно получить
Знойную треугольную (двухрешетчатую) (рис. 7.9, к), кресто-
\ю (рис. 7.9, л) решетки, а также многорешетчатую фермы
(рис. 7.9, м).
253
Рассмотренные выше два приема сокращения длины пане-
ли фермы в комбинации друг с другом могут дать, например,
двойную треугольную ферму с полуподвесками и полустой-
ками (рис. 7.9, н), ромбические решетки с полуподвесками
(рис. 7.9, о) или полуподвесками и полустойками (рис. 7.9, п).
Кроме того, возможно применение безраскосных ферм (ферм
Виренделя), имеющих между поясами только вертикальные
стойки или подвески (рис. 7.9, р). Пожалуй, это наиболее про-
стой вид ферм, но неизменяемость их обеспечивается за счет
устройства жестких узлов, а все элементы работают на осевые
силы со значительным изгибом.
Вид решетки выбирают на основе сравнения числа ее эле-
ментов и узлов, металлоемкости, трудозатрат изготовления,
стоимости и других технико-экономических показателей. При
прочих равных условиях более экономичной является ферма, н
которой меньше суммарная площадь линий влияния и суммар
ная длина элементов.
Многораскосные (см. рис. 7.9, з) и многорешетчатые си
стемы (см. рис. 7.9, л/), широко использовавшиеся в середи
не XIX в., отличались большим числом элементов и узлов,
сложностью, статической неопределимостью. Поэтому им на
смену пришли более простые двухрешетчатые (см. рис. 7.9, кт
и однораскосные (см. рис. 7.9, д, е) системы. Причем в одно
раскосных решетках с нисходящими раскосами (см. рис. 7.9, Т)
все раскосы выгодно работают на растяжение. В двухре
шетчатых фермах размер панели был таким же, как и и
однораскосных, но усилия в раскосах и их свободная дли
на оказались в два раза меньше. Однако это не привело к
существенному снижению расхода металла, а отсутствие
стоек усложнило прикрепление поперечных балок в узлах
главных ферм.
Включение в состав двухрешетчатой фермы вертикальных
стержней (см. рис. 7.9, л) облегчило прикрепление поперечных
балок. Но в главных фермах крестовая, а также и полурасюн
ная (см. рис. 7.9, ж) решетки не получили распространения hi
за повышенного расхода металла и неудовлетворительно! и
внешнего вида.
254
Двухрешетчатая система (см. рис. 7.9, н) и ромбическая
решетка (см. рис. 7.9, п) с полустойками и полуподвесками могут
использоваться при больших пролетах и большой высоте ферм.
Фермы с ромбической решеткой не имеют технических досто-
инств по сравнению с двухрешетчатыми, ио рисунок их счита-
ется наиболее спокойным и законченным. Их использовали за
рубежом в эпоху конструктивизма в городских мостах.
Наиболее рациональна, пожалуй, простая треугольная ре-
шетка (см. рис. 7.9, а). Она характеризуется минимальным числом
шементов, узлов и металлоемкостью, сокращается трудоем-
кость их изготовления. Однако увеличение панели в два раза
но сравнению с рассмотренными выше системами приводит
к значительному утяжелению балочной клетки.
В автодорожных мостах, где временная нагрузка легче,
а расстояние между фермами больше, чем в железнодорож-
ных, простая треугольная решетка оказывается целесообраз-
ной. В однопутных железнодорожных пролетных строениях при-
ходится принимать меры к сокращению панели треугольной
решетки, устраивая стойки, подвески (см. рис. 7.9, б, в), а в
больших пролетах и шпренгели (см. рис. 7.9, г). На первый
взгляд, в ферму вводятся дополнительные стержни, увеличи-
вающие ее металлоемкость. Но такая решетка выгоднее рас-
косной, где стойки — основные элементы и работают при
1агружении любого участка фермы. Здесь подвески служат до-
полнительными элементами, работающими на местную нагрузку.
Решетка продольных связей также может быть треугольной,
ромбической, крестовой, полураскосной и других систем.
Треугольная решетка (рис. 7.10, а) имеет простую конструк-
цию, но при сжатии (растяжении) поясов вызывает их изгиб из
плоскости ферм. Ромбическая решетка (рис. 7.10, б) при распо-
ложении распорок в узлах главных ферм вдвое уменьшает сво-
ьодную длину элементов поясов, но также является причиной
изгиба поясов в пределах панели фермы.
Лучшей для связей является крестовая решетка (рис. 7.10, в),
и которой изгибу поясов при их деформации препятствуют
рлспорки или поперечные балки. Полураскосную (рис. 7.10, г)
н двойную треугольную с распорками (рис. 7.10, Э) решетки
255
Рис. 7.10. Схемы решеток и сечения элементов продольных связей: а тре-
угольная; б ромбическая; в — крестовая; г — полураскосная; д треу-
гольная с распорками: е и поперечные сечения связей; 1 — пояс главной
фермы; 2 — диагональ (раскос); 3 — распорка
продольных связей применяют в широких пролетных строени-
ях автодорожных и двухпутных железнодорожных мостов.
В поперечных связях пролетных строений с ездой понизу,
когда расстояние до габарита ограничено, применяют ригель и
виде балки со сплошной стенкой (см. рис. 7.5, а). С этой же целью
при сквозном ригеле с треугольной решеткой используют прострап
ство за верхними скосами габарита для размещения крайних рас
косов ригеля (см. рис. 7.5, б). Это позволяет сократить и свобод
ную длину сжатых стоек портальных рам. Для поперечных связен
целесообразна крестовая одноярусная решетка (см. рис. 7.5, в, J).
а при высоких фермах — двухъярусная (рис. 7.5, г), так как ее
взаимодействие со стойками, в плоскости которых она располо
жена, не вызывает их изгиба, что важно для рамной системы
В мостах с ездой поверху наиболее часто применяют двухъяру<
ную крестовую решетку поперечных связей (см. рис. 7.5, е).Типнч
ные поперечные сечения связей изображены на рис. 7.10, е...и.
7.3. Особенности работы пролетного строения
как пространственной системы
Формируя из элементов пролетное строение, исходят из пип
что главные фермы предназначены воспринимать вертикальны
нагрузки, а фермы верхних и нижних продольных связей к
ризонтальные поперечные силы. Продольные и поперечные (>.ni
256
ки проезжей части, работая на изгиб под действием вертикаль-
ной нагрузки, передают эту нагрузку в узлы главных ферм. При
этом каждая из упомянутых частей пролетного строения может
рассматриваться как балочная конструкция, работающая в соот-
ветствующей плоскости — вертикальной или горизонтальной.
Но фактически указанные части пролетного строения работа-
ют совместно и влияют друг на друга. Поэтому наиболее правиль-
ной является пространственная схема пролетного строения как
цельной системы. Взаимодействие частей пролетного строения
зависит от их конструктивных особенностей и характера работы.
Взаимодействие между верхними поясами главных ферм и
элементами решетки ферм верхних продольных связей вы-
ражается в том, что сокращение длины сжатых поясов глав-
ных ферм под нагрузкой вызывает сжимающие усилия в диа-
гоналях связей, что, в свою очередь, снижает усилия в поясах
(рис. 7.11, а). Поэтому следует не только учитывать, что по-
яса главных ферм одновременно работают как пояса ветро-
вых ферм, но и элементы решетки ферм продольных связей
испытывают дополнительные усилия, вызываемые деформа-
циями поясов главных ферм от вертикальной нагрузки.
Взаимодействие между нижними поясами главных ферм и
палочной клеткой проезжей части рассмотрим на примере
пролетного строения с ездой понизу (рис. 7.11, б).
При его загружении вертикальной нагрузкой растянутые
нижние (ездовые) пояса ферм удлиняются в каждой панели
vciiobho на величину 6, а подвижные опорные части переме-
щаются из пролета на расстояние 65. Наличие продольных балок,
чинна которых под нагрузкой остается практически неизмен-
ной, препятствует свободным перемещениям поперечных ба-
нок и вызывает их изгиб в горизонтальной плоскости. Наи-
большие изгибающие моменты возникают в крайних попереч-
ных (домкратных) балках (см. рис. 7.11, б).
В результате совместной работы балочной клетки, нижних
продольных связей и поясов ферм в продольных балках появ-
1410 гея дополнительные растягивающие усилия, а с элементов
щовых поясов часть осевых усилий снимается. В прежние вре-
MI на стремились избегать добавочных усилий в продольных
'П'>3
257
a
Рис. 7.11. Схема деформаций поясов ферм и решетки продольных спи
зей (о — план) и схема деформаций балочной клетки при удлинении пояо hi
главных ферм под нагрузкой (б — фасад и план)
балках от их совместной работы с поясами ферм. Для этою
например, устраивали в них разрывы с продольно-подвижным
сопряжением балок (рис. 7.12, а). Изгиб поперечных балок и
этом случае меньше (сравним рис. 7.11, б и 7.12, а), но уело*
няется конструкция балочной клетки. В месте стыка возпшч1
ют ударные воздействия при проходе поездов, ухудшаются v<
ловия работы рельсового пути.
258
a
1'ис. 7.12. Схема деформаций балочной клетки при наличии разрывов
п продольных балках и размещение тормозных рам (а) и варианты распо-
ложения диафрагм при включении продольных балок в совместную рабо-
IV с поясами (б, в): 1 — разрывы в продольных балках; 2 — тормозные
рамы; 3 — диафрагмы; 4 — ездовые пояса ферм; 5 — продольные балки;
(> узлы соединения нижних продольныхъ связей с продольными балками
Во избежание чрезмерного изгиба поперечных балок, кроме
гого, принимали меры к передаче тормозных сил от продольных
ii.HiOK к поясам главных ферм при помощи специальных тормоз-
ных рам (см. рис. 7.12, а). Для этого использовали диагонали
нижних продольных связей, прикрепляемые к нижним поясам про-
юпьных балок. В местах их сопряжения ставили распорки, пре-
пятствующие изгибу в горизонтальной плоскости продольных
259
балок и диагоналей связей. Тормозные рамы размещали в сере-
дине каждого из участков, ограниченных разрывами продоль-
ных балок (на рис. 7.12, а они выделены жирными линиями).
Имеется и принципиально иное решение для уменьшения
изгиба поперечных балок, по существу противоположное пер-
вому, а именно: включение продольных балок в совместную
работу с ездовыми поясами главных ферм на всем их протя-
жении и учет этого в расчетах. С этой целью по концам про-
летного строения устраивают мощные горизонтальные диаф-
рагмы, жестко связывающие пояса главных ферм с продоль-
ными балками (рис. 7.12, б). По-другому в панелях у концов
пролетного строения прикрепляют к продольным балкам
диафрагмы из усиленных диагоналей продольных связей и
распорок между ними, которые одновременно работают и как
тормозные рамы (рис. 7.12, в).
Степень включения продольных балок в совместную рабо-
ту с ездовыми поясами главных ферм может быть различной,
она зависит от технологической последовательности сборки
пролетного строения. Обычно проезжая часть оказывается
готовой к совместной работе с поясами ферм после установки
металлоконструкций на опорные части. Тогда учитывается
распределение осевых усилий между поясами ферм и продоль-
ными балками только от временной нагрузки.
Балочная клетка имеет специфику работы и на вертикаль
ную нагрузку. В силу того, что поперечные балки опираются
на деформирующиеся главные фермы, расчетная схема про
дольных балок проезжей части представляет собой неразрет
ную балку на дискретных упруго-проседающих опорах, подат
ливость которых зависит от жесткости элементов ферм и по
перечных балок (рис. 7.13). Кроме того, на работу балочного
ростверка влияет стесненное кручение поперечных балок в узлах
Разумеется, изложенная выше расчлененная схема взаимо
действия частей реальной пространственной системы достл
точно условна и дана лишь в иллюстративных целях. Все вчл
имодействия можно учесть при моделировании системы щ
ликом, выполняя пространственный расчет конкретного про
летного строения.
260
Рис. 7.13. Схемы к учету пространственной работы пролетного строе-
ния: а — схема балочной клетки; б — расчетная схема балки на упругих
опорах; в — схема деформации поперечного контура пролетного строе-
ния; г — влияние прогиба главных ферм на работу продольных балок;
б — расчетная схема продольной балки с разной упругостью опор
7.4. Эволюция конструктивных решений
пролетных строений железнодорожных мостов
Стальные пролетные строения при сооружении железнодорожных
мостов в России находят применение с середины XIX в. Первые ре-
шетчатые фермы представляли собой явное подражание многорешет-
261
чатым деревянным фермам Тауна, а иногда фермам Гау, как по внеш-
нему очертанию, так и по некоторым конструктивным деталям
(см. п. 1.2). Пояса ферм обычно имели тавровое сечение с мощными
горизонтальными пакетами, а все раскосы — из полосового железа,
прикрепляемые заклепками к вертикальным листам поясов.
Существенные улучшения в конструкцию многорешетчатых ферм
внес С.В. Кербедз. При назначении сечений элементов он впервые
учел явление продольного изгиба. В связи с этим в некоторых
мостах, например, через реку Лугу, пояса ферм, сжатые и сжато-
растянутые раскосы приняты им более жесткого сечения.
В дальнейшем многорешетчатые фермы совершенствовали за
счет уменьшения числа решеток и повышения жесткости элемен-
тов. Пролетные строения этого типа длиной до 109,2 м в основ-
ном применяли до начала XX в. Но они имеют ряд эксплуатаци-
онных недостатков. Малая жесткость элементов решетки приво-
дила к сильной их вибрации при проходе поездов и ослаблению
заклепочных соединений. Большое число соединений элементов
увеличивало вероятность их расстройства, загрязнения и разви-
тия коррозии. Кроме того, узлы соединения поперечных балок с
главными фермами оказались недостаточно надежными.
В конце 60-х гг. XIX в. в практику вошли пролетные строения
с многораскосными главными фермами с параллельными и кри-
волинейными поясами. Первые конструкции данного типа имели
ряд недостатков, в частности, сложные верхние крайние узлы глав-
ных ферм, в которых прикреплялось до трех раскосов. В 70-х гг.
Н.А. Белелюбский изменил схему главных ферм: нисходящий пер-
вый раскос был заменен восходящим (см. рис. 7.9, з), что значи
тельно упростило вид верхнего крайнего узла и разгрузило опор
ные стойки. Жесткое опирание поперечных балок проезжей части
в узлах ферм было заменено шарнирным. Позднее эта конструк
ция проезжей части применялась и за рубежом.
К 1884 г. Н.А. Белелюбским были разработаны проекты унифи
цированных (типовых) строений для пролетов в свету от 25 до 50
саженей с интервалом 5 саженей (от 53,35 м до 106,7 м с интервалом
10,67 м) (рис. 7.14). Принятый 5-саженный интервал практически
определил действующий по сей день модуль длин пролетов желез-
нодорожных мостов (11 м). Схема ферм была принята двухраскос
ной с длиной панели 3,66...5,18 м. Целесообразность криволинейно
262
Рис. 7.14. Схемы первых типовых пролетных строений
с двухраскосными фермами 1884 г.
го очертания поясов при длине пролета свыше 87 м усматривалась
из балки равного сопротивления. В фермах Н.А. Белелюбского
клепаные сечения поясов были двухстенчатыми П-образными
(рис. 7.15, а, б), развитие их площади достигалось за счет увеличе-
ния числа горизонтальных листов. Растянутые раскосы (рис. 7.15, в)
состояли из двух ветвей вертикальных листов, сжато-растянутые
(рис. 7.15, г), сжатые (рис. 7.15, д) раскосы и стойки (рис. 7.15, е) —
из уголков или уголков и вертикальных листов. Отдельные ветви
стержней соединяли крестовой решеткой из полосовой стали.
Пролетные строения с двухраскосной решеткой главных ферм
строили по нормам 1875, 1884 и 1896 гг. в период бурного
развития железнодорожного строительства. Конструкция их
263
е
Рис. 7.15. Поперечные сечения главных ферм первых типовых пролет
ных строений
постепенно улучшалась за счет совершенствования попереч
ных сечений элементов ферм.
В конце XIX в. в России по инициативе профессора Л.Д. Про
скурякова для перекрытия больших пролетов стали применять
пролетные строения с однораскосными главными фермами со
шпренгельной решеткой (рис. 7.16). Они выгодно отличались
от ранее применявшихся ферм более жесткими элементами, и
том числе и связей. Пояса имели коробчатое сечение с высокоп
концентрацией металла в горизонтальных пакетах, раскосы
Н-образное сечение. Ветви стоек объединяли крестовой соедн
нительной решеткой из полос и уголков. Профессор Л.Д. Про
скуряков учитывал расположение центров тяжести сечений пн
264
14 x 7800= 109200
Рис. 7.16. Однораскосные главные фермы с верхними шпренгелями
по проекту профессора Л.Д. Проскурякова
ментов, избегая больших эксцентриситетов в узлах. Ранее это-
му не уделяли должного внимания. Особенностью его пролет-
ных строений является сквозная конструкция поперечных ба-
лок проезжей части. Их прикрепление к узлам главных ферм
вновь выполнено жестким, и с тех пор в основном придержива-
ются данного решения. Пролетные строения рассмотренной кон-
струкции проектировали по нормам 1896, 1907, 1921, 1923 гг. и
изготавливали до середины 20-х гг. прошлого века.
С 90-х гг. XIX в. стали широко использовать пролетные стро-
ения с треугольной решеткой главных ферм (рис. 7.17) как наибо-
лее рациональные с точки зрения использования материала, изго-
товления и монтажа. Много подобных мостов было построено по
проектам профессора Л.Д. Проскурякова в конце XIX—начале
XX вв.: разрезной, консольной и неразрезной систем, с ездой поверху
и понизу, с параллельным, криволинейным и полигональным очер-
танием поясов, со шпренгелями в фермах больших пролетов.
В пролетных строениях этого типа, запроектированных по
нормам 1896 и 1907 гг., сформировались основные современные
решения сплошностенчатой балочной клетки. Конструкция кле-
паных узлов ферм обладала достаточной простотой. Недостат-
265
Рис. 7.17. Главные фермы с треугольной
решеткой различных пролетов
ками указанных конст-
рукций являются: высо-
кая концентрация метал-
ла (до 50 % сечения) в го-
ризонтальных пакетах ко-
робчатых поясов, сла-
бость соединительной ре-
шетки ветвей элементов,
отсутствие горизонталь-
ных листов в верхних по-
ясах продольных балок,
конструктивные мешки,
пазухи и др.
Недостатки конструк-
ций стальных пролетных
строений, возведенных до
середины 20-х гг. прошло-
го века, связаны уже не
столько с отсутствием до-
статочного опыта их про-
ектирования, сколько с не-
совершенством технологии
изготовления и сборки эле-
ментов. До этого пролетные строения сооружали непосредственно
на строительных площадках, где организовывали мастерские для
выпуска отдельных элементов, подгоняемых уже по месту.
В середине 20-х гг. прошлого века в СССР был взят курс на
заводское серийное изготовление стальных пролетных строений
На строительной площадке их уже собирали из готовых элемен-
тов. Это отразилось на конструктивных формах отдельных час-
тей и монтажных соединений. Сечения элементов подбирали та
ким образом, чтобы максимально использовать машинную клеи
ку на заводе и уменьшить число составных конструкций. Внедрс
ние навесной сборки, монтажных кранов достаточной грузоподь
емности позволило использовать монтажные элементы повышенном
массы и сократить число элементов решетки главных ферм. Пер
вые типовые проекты стальных решетчатых пролетных строении
советского времени разрабатывали в 1924... 1928 гг.
266
С введением новых норм расчета мостов в 1931...1933 гг.
прошлого столетия Гипротрансом НКПС были разработаны
типовые проекты серии решетчатых пролетных строений с ез-
дой понизу под нагрузку Н8 (рис. 7.18). При недостаточно раз-
витой еще в те годы металлургической промышленности СССР
ведущей идеей в создании типовых проектов стало стремление
EMMS
| (у 5,6 = 33,6]
В11 < 7 х 7,85 55,0 IB7
'ш. 7.18. Схемы главных ферм типовых пролетных строений с ездой понизу
(1931...1934 гг.)
267
к максимальной экономии стали. С этой целью для каждого
пролетного строения назначали свою оптимальную высоту
(1/5...1/6 пролета), длину панели, угол наклона раскосов. При
длине пролета 87,6 м и более было принято полигональное
очертание верхних поясов.
Элементы верхних поясов и опорные раскосы типового про-
летного строения Гипротранса имеют П-образное сечение, ниж-
них поясов и раскосов — двухветвевые из клепаных швелле-
ров, подвески выполнены Н-образного сечения (табл.7.1). Вет-
ви элементов соединены между собой крестовой или треуголь-
ной соединительной решеткой из полос и уголков и во избе-
жание перекосов ветвей — диафрагмами. Однако высокая
Таблица 7.1
Сечения элементов главных ферм пролетного строения 66 м
по типовому проекту Гипротранса 1931...I933 гг.
I-I0-B1 1 ГЛ 690x14 В1-Н2 1 1^50*1 410 2В.Л. 540x14 4£ 100x100x12 2 ©бр = 242,1 см —
If oss"n *1 440 476 f 2В.Л. 540x18 4L 100x100x10 ©бр = 367,7 см2
В1-ВЗ 1 ГЛ 690x14 Н2-ВЗ 1 1*510—1 Г “I |_ _1 410 2В.Л.540х12 4£ 100x100x12 ©бР - 210,9 см’ —
“I о d 452 476 г* 2В.Л. 540x12 4£ 100x100x18 ^©бр = 317,1 см2
ВЗ-В4 1- о ’£5 d 440 476 _ ГЛ 690x14 Г 2В.Л. 540x18 4£ 100x100x12 |-^©бр = 381,9 см2 ВЗ-Н4 О «о о г —*- Г ~| 410 2В.Л.340x10 4£ 100x100x10 ©бр = 144,7 см?
Н0-Н2 t* о т —*- |356^ 1 1 376 ^2В.Л. 520x10 4£ 100x100x10 2 ©6 = 180,6 см В1-Н1 ВЗ-НЗ i—, г 2В.Л. 400x10 2 4L 130x90x10 1 L У ©6р = 124,6 см
Н2-Н4 1-н 530 М- "|35б| 1 1 412 *~2В.Л. 520x10 2В.Л.520х18 4£ 100x100x10 2 ©6р = 357,9 см В2-Н2 В4-Н4 41 2[№26 £0бр = 79,9см;
268
плотность соединительных решеток затрудняет окраску эле-
ментов. Сосредоточение металла в вертикальных пакетах обес-
печивает высокий процент непосредственного прикрепления
площади сечений в узлах. Рационально сконструированы сты-
ки нижних поясов (вынесенные за узел), где наличие парных
накладок позволяет перекрыть все элементы сечения при двух-
срезных заклепках, более эффективных, чем односрезные, ко-
торыми прикрепляют раскосы (рис. 7.19).
В пролетных строениях Гипротранса обеспечено надежное
соединение балок проезжей части между собой, в том числе
посредством «рыбок», воспринимающих опорный изгибающий
Рис. 7.19. Узел Н2 пролетного строения пролетом 66 м
по типовому проекту 1931...1934 гг.
269
момент в продольных балках, и поперечных балок в узлах глав-
ных ферм (рис. 7.20). Но важным недостатком является отсут-
ствие горизонтальных листов у верхних поясов продольных
балок при сравнительно слабых поясных уголках.
В 40-е гг. был сделан следующий шаг по пути типизации и
индустриализации изготовления стальных пролетных строений.
На заводах внедряют сборочные кондукторы, предназначен-
ные для точной сборки элементов и рассверливания в них
групповых отверстий, что избавляло от заводской контрольной
сборки пролетного строения крупными фрагментами и обес-
печивало точность совпадения отверстий на монтаже.
Однако изготовление конструкций в кондукторах в наиболь-
шей степени подходит для элементов, имеющих Н-образную
или двутавровую форму сечения. Кроме того, типовые пролет
ные строения 30-х гг. оказались малопопригодными для этого
в силу большого расхождения в геометрических размерах эле-
ментов разных пролетов (см. рис. 7.18).
К концу второй мировой войны в нашей стране возникла
необходимость в большом объеме восстановления разрушен
ных мостов при малой мощности заводов. В 1944 г. ГПИ
Проектстальконструкция (ИСК) были разработаны проекты
решетчатых пролетных строений железнодорожных мостов, о г-
вечающие требованию — «все для завода», призванные упро-
стить изготовление и повысить производительность труда ы
счет максимальной унификации элементов.
Пролетные строения ПСК под нагрузку Н7 были разбиты
на две серии (рис. 7.21). В первой с пролетами длиной 33...66 м
решетка главных ферм принята треугольной с дополнительны
ми стойками и подвесками, во второй с пролетами 77...ПО м
двухрешетчатой с дополнительными полустойками-полуподве<
ками. Для каждой серии принята единая высота фермы. Pai
стояние между осями ферм в обеих сериях одинаково — 5,784 м
одинаковы панель фермы (5,5 м) и ширина всех элеменгош
(460 мм). В результате балочная клетка едина для всех проле i
ных строений, одинаковы в пределах серии системы предо и i.
ных и поперечных связей. Сечения всех элементов пришпы
Н-образными (рис. 7.22).
270
Рыбка 250 х 20 х 1830
Рис. 7.20. Конструкция балочной клетки пролетных строений проектиров-
ки Гипротранса (1931...1934 гг.): а — фасад и план; б-- узел прикрепления
поперечной балки к главной ферме
271
14 х 5500 = 77000
8 х 5500 = 44000
10 х 5500 = 55000
18 х 5500 = 99000
12 х 5500 = 66000
Рис. 7.21. Схемы главных ферм пролетных строений ПСК (1944 г.):
а — первая серия; б вторая серия
Трудно представить себе большую степень стандартизации
Можно было ожидать, что равенство высот и панелей у ферм
различных пролетов значительно утяжелит конструкцию, таи
как теоретически каждому пролету соответствуют свои наивы
годнейшие значения этих параметров. Однако фактически масса
пролетных строений ПСК оказалась довольно близкой массе
типовых пролетных строений 1931... 1934 гг. (утяжеление дня
большинства пролетов не превышало 3...7 %).
Н-образная форма сечения удобна для изготовления: oi
падает необходимость в соединительных решетках и дияф
рагмах, отсутствуют мелкие элементы, заводская клепка поп
ностью механизирована (клепка «на скобе»), В случае orcyi
ствия вертикальных листов к минимуму сводится работа по
сверлению заклепочных отверстий и клепке. Вместе с тем при
принятых размерах ферм появляются мелкоблочность и бот.
шой объем монтажной клепки при большой толщине склепы
ваемых пакетов.
272
Рис. 7.22. Узел Н2 главной фермы по проекту ПСК пролетом 66 м
1П *М53
273
Конструктивное оформление узлов ферм ПСК весьма про-
стое (см. рис. 7.22). Однако отсутствие перекрытия горизон-
тальных листов элементов нижнего пояса в узлах приводит к
непрямой передаче усилий, что повышает фибровые напряже-
ния в вертикальных листах в 1,5—2 раза по сравнению с осе-
выми. Применение односрезных заклепок создает благоприят-
ные условия для монтажа, в связи с чем односрезные соедине-
ния с 30-х гг. прошлого века стали основными. Но такой тип
соединений, особенно при большом числе поперечных рядов
заклепок, существенно снижает усталостную прочность узла.
Отсутствие жестких портальных рам в пролетных строени-
ях ПСК и более слабые элементы продольных связей по срав-
нению с типовыми пролетными строениями Гипротранса при-
водят к уменьшению их горизонтальной жесткости. Наличие
открытых коробов, образованных Н-образным сечением, спо-
собствует загрязнению поясов главных ферм и развитию их
коррозии.
В 1954... 1956 гг. Трансмостпроект (ТМП) составил рабочие
чертежи новых унифицированных пролетных строений под
нагрузку Н8.
В отличие от пролетных строений ПСК они разбиты не на
две, а на три серии, в которые пролетные строения объедине
ны общностью размеров панелей, высот ферм и расстоянии
между осями ферм (рис. 7.23, табл.7.2). Это позволило полу
чить более экономичные по затрате металла конструкции и и
пределах каждой серии стандартизировать элементы. Во всех
сериях принят одинаковый вид треугольной решетки со стоп
Рис. 7.23. Схема унифицированного пролетного строения Трансмостпрось i и
(1954...1956 гг.)
274
Таблица 7.2
Параметры унифицированных пролетных строений ТМП
1954...1956 гг.
Серия Zp, м Я.м 4, м п, шт. В, м Ь, м а, м
I 33; 44; 55 8,5 5,5 6; 8; 10 5,6 1,9 1.85
II 66; 77* 11,25 8,25 8 5,7 1,9 1,9
III 88; ПО 15 11 8; 10 5,8 1,9 1,95
*) две панели в середине пролета имеют длину по 5,5 м.
ками и подвесками, что способствовало сокращению числа узлов
и монтажных единиц при больших пролетах.
Н-образные сечения, выгодные при небольшой площади
элемента, рекомендованы только для первой серии. Обоим
поясам и раскосам второй серии придается двухветвевое сече-
ние с уголками, повернутыми полками внутрь. Верхние пояса
третьей серии приняты с уголками, выступающими полками
наружу. Стойки и подвески — Н-образного сечения.
В целом конструкции унифицированных клепаных пролет-
ных строений ТМП 1954... 1956 гг. по сравнению с пролетными
строениями ПСК отличаются улучшенными эксплуатационными
качествами и более экономным расходом металла, но трудо-
емкость их изготовления выше.
Снизить ее позволило применение клепано-сварных пролет-
ных строений, у которых заводские соединения сварные, а
монтажные — клепаные. Такой вариант также был предложен
ГМП и в 60-е гг. проходил опытную проверку.
Об эффективности сплошностенчатых сварных балок уже
говорилось в главе 3. Поэтому не вызывало сомнений устрой-
ство балочной клетки из двутавровых балок, свариваемых на
1аводе, с клепаными монтажными стыками. Н-образный тип
юления элементов ферм представлялся наиболее подходящим
для данного случая, поскольку в нем отсутствуют диафрагмы
и соединительная решетка, а соединительные швы удобны для
i парки автоматами. Но сохраняются и важные недостатки таких
сечений, о которых говорилось выше.
Применение сварных коробчатых сечений элементов ферм
явилось важным нововведением. Известно, что такой тип сече-
275
ния экономичнее Н-образного, в особенности для сжатых эле-
ментов большой длины. Он отличается и лучшими эксплуата-
ционными качествами, т.к. здесь отсутствует засоряющееся и
быстро ржавеющее корыто. Однако при сварке коробчатых
элементов столкнулись со значительными трудностями: винто-
образностью коробок, сложностью установки диафрагм и др.
Проблемы были преодолены при отработке НИИ мостов
решений на опытных пролетных строениях за счет применения
двухдуговых сварочных автоматов и сборочных кондукторов.
Исследования показали, что постановка диафрагм в коробки
не требуется, т.к. отсутствие диафрагм не влияет на общую
устойчивость сжатого элемента.
Масса клепано-сварных пролетных строений оказалась на
6... 10 % меньше, чем клепаных, а трудоемкость их изготовле-
ния снизилась на 15 %. Однако клепано-сварные пролетные
строения в серию не пошли. Одной из причин явилось приме-
нение в мостостроении с конца 50-х гг. более совершенного
типа соединения конструкций — высокопрочных болтов.
Отметим, что в принципе максимальную экономию метал
ла, полную ликвидацию неплотностей в сопряжениях и упро
щение изготовления решетчатых пролетных строений можно
достичь, применяя цельносварные конструкции.
В конце 40-х—начале 50-х гг. XX в. по предложению про
фессора К.Г. Протасова при участии НИИ мостов, ЛИИЖТ.1
и Института электросварки имени Е.О. Патона были разрабо
таны и установлены на железнодорожном мосту первые в СССР
цельносварные пролетные строения комбинированной систс
мы. Используя результаты их исследований, в дальнейшем раз
работали проекты опытных цельносварных пролетных строе
ний со стержневыми фермами. Один из них (Ленгипротраш
мост, 1955 г.) показан на рис. 7.24, 7.25. Масса металла про
летного строения оказалась равна 180 т, что по сравнению <
унифицированным клепаным пролетным строением (209,3 11
аналогичного пролета, рассчитанным под ту же нагрузил
уменьшило массу на 14 %, а по сравнению с клепано-сварным
(191,3 т) на 6 %. В 1958 г. было смонтировано опытное npojivi
ное строение на одном из железнодорожных мостов.
276
а
Верхние продольные связи
б
Верхние Нижние Раскосы
пояса пояса
_ . 5500 х Ю = 55000
Bl В2 ВЗ Фасад
Bl В2 ВЗ Фасад гд
/WWW
IffO Hl Н2 11000 x 6 = 66000 ,|g'
Балочная клетка и нижние продольные связи
5500
540
5500 х 12 = 66000
Рис. 7.24. Схема цельносварного пролетного строения (а) и поперечные
сечения элементов главных ферм (б)
Рис. 7.25. Узел Н2 цельносварного пролетного строения
277
Однако эксплуатация цельносварных пролетных строений
железнодорожных мостов показала, что при интенсивном дви-
жении тяжелых динамических нагрузок в них образуются по-
вреждения в виде трещин, имеющих усталостный характер и
вызванных наличием большого числа трудно устранимых кон-
центраторов напряжений, связанных именно с особенностями
сварной конструкции. Кроме того, существенно возрастает
трудоемкость монтажа таких конструкций. Поэтому цельнос-
варные пролетные строения были заменены традиционными,
и отечественные инженеры от этой идеи в железнодорожных
мостах отказались. В зарубежной практике сварка в железно-
дорожных мостах используется шире (но в основном при бо-
лее легких нагрузках).
В 60-х гг. XX в. в железнодорожных мостах начали широко
применять болтосварные решетчатые пролетные строения из низ-
колегированных сталей. В настоящее время этот тип строений
является основным, так как обладает достаточно высокими кон-
структивными, технологическими, эксплуатационными качества-
ми, экономичностью, надежностью и долговечностью.
В 1969 г. Гипротрансмостом по техническому заданию НИИ
мостов были разработаны типовые болтосварные решетчатые
пролетные строения с ездой понизу разрезной системы проле-
тами от 33 до НОм под железнодорожную нагрузку С14. Схемы
и унифицированные геометрические параметры пролетных
строений сохранены такими же, как и в типовых проектах ТМ11
1954—1956 гг. (см. рис. 7.23, табл. 7.2).
Сварными на заводе выполняли продольные и поперечные
балки проезжей части и элементы главных ферм. Проезжая
часть включена в совместную работу с нижними поясами глав-
ных ферм за счет специальных диафрагм (см. рис. 7.12, в). Все
монтажные соединения устроены на болтах 022 мм, затягива
емых на контролируемое усилие 220 кН (пример узла фермы
на рис. 7.26).
Коробчатые элементы, образованные из четырех листов, со
единенных между собой четырьмя наружными и четырьмя вну i
ренними сварными швами, выполняли в кондукторах при по
мощи специально разработанных НИИ мостов двухдуговых ап
278
Рис. 7.26. Узел Н2 (Н6) болтосварного пролетного строения пролетом
66 м по типовому проекту ГТМ (1969 г.)
шматов. Такие элементы использовали для поясов и опорных
раскосов (рис. 7.27, а...в) пролетных строений всех серий, всех
раскосов III серии, а также преимущественно сжатых раскосов
II серии (рис. 7.27, г). Сварные Н-образные элементы примени-
279
Рис. 7.27. Схемы коробчатых элементов болто-сварных пролетных строе
ний по типовому проекту ГТМ 1969 г.: а, б — верхние пояса и опорные
раскосы; б, в — нижние пояса; г — промежуточные раскосы; д — стойки
подвески, промежуточные раскосы (I серия); е — перфорация в нижнем
горизонтальном листе всех элементов; I — сварные швы; 2 — перфорация
ли в стойках и подвесках пролетных строений всех серий, а
также в раскосах пролетных строений I серии (рис. 7.27, д).
Ширина элементов поясов и решетки (по наружным граням
вертикальных листов) для всех серий равна 526 мм. В нижних
листах коробчатых элементов выполнены овальные отверстии
(перфорация) размером 600 х 270 мм для контроля качества
внутренних сварных швов, возможности постановки болтов и
узлах ферм, окраски и осмотра внутренних поверхностей эш
ментов (рис. 7.27, е).
280
В принятых коробчатых сечениях основная часть площади
элементов сконцентрирована в вертикальных листах высотой
от 450 до 800 мм, что обеспечивает достаточное перекрытие
сечений в узлах ферм вертикальными фасонками. Толщина вер-
тикальных листов в зависимости от величины усилий принята
в пределах от 10 до 40 мм, толщина горизонтальных листов —
от 10 до 16 мм. Свесы горизонтальных листов (90... 100 мм) в
поясах устроены для наложения наружных сварных швов и
прикрепления фасонок связей между главными фермами. Не-
большие свесы вертикальных листов (15...20 мм) в элементах
решетки сделаны по технологическим соображениям (во избе-
жание строжки кромок этих листов).
Несмотря на то, что рассматриваемые пролетные строения
проектировались под более тяжелую нагрузку С14 (по срав-
нению с нагрузкой Н8 для типовых проектов ТМП 1954—
1956 гг.), применение в проекте 1969 г. низколегированных
сталей, рационального типа поперечных сечений элементов,
заводской сварки и монтажных фрикционных соединений по-
зволило существенно снизить расход стали (например, для
пролетных строений длиной 55—110 м на 12—16 %).
7.5. Современные принципы применения
решетчатых пролетных строений
В отечественной практике проектирования железнодорож-
ных мостов ведущим типом стального пролетного строения
остается болто-сварная конструкция. В ней элементы главных
ферм и балочной клетки изготавливают на заводе сварными, а
их монтажные соединения выполняют на ВПБ.
Основными типами поперечного сечения сварных элемен-
тов главных ферм остаются коробчатое различного вида (см.
рис. 7.27, а...г) и Н-образное сечение (см. рис. 7.27, д). На концах
элементов по накладным кондукторам на заводе рассверлива-
ют группы отверстий для крепления их болтами в узлах глав-
ных ферм.
Узлы главных ферм с болтовыми стыками можно устраивать
различным образом: с фасонками-накладками (рис. 7.28, а), с
\ фасонками-вставками (рис. 7.28, б), с фасонками-приставками
281
Рис. 7.28. Типы узлов главной фермы: а — с фасонками-накладками;
б — с фасонками-вставками; в — с фасонками-приставками; 1 — узло-
вой фасонный лист; 2 — стыковая накладка; 3 — наружные накладки;
4 — внутренние накладки
(рис. 7.28, в) и др. В отечественной практике, как правило, в
железнодорожных мостах применяют узлы на фасонках-наклад-
ках, в автодорожных мостах — узлы любой конструкции. За
рубежом также используют все три решения.
В узле фермы на фасонках-накладках парные фасонки охва-
тывают снаружи все элементы фермы (см. рис. 7.28, а). При
этом строго центрирую! оси сходящихся в узле элементов,
обеспечивая их совпадение с положением осей геометрической
схемы ферм (с учетом строительного подъема). Центры болто
вых прикреплений каждого элемента должны находиться на
его оси. Очертания узловых фасонок следует назначать про-
стыми, без входящих углов и экономичными по площади
Необходимо добиваться возможно большей стандартизации
размеров фасонок, применяя в них одинаковые рисунки мои
тажных отверстий для болтов. Расстояния между отверстиями
назначают минимально допустимыми. Узловые фасонки мо
гут отличаться размерами, но при одинаковом рисунке отвср
стий их можно сверлить по одному накладному кондуктору
изготовленному для наибольшей фасонки (рис. 7.29).
По отношению к элементам поясов фасонки выступак>1
качестве стыковых накладок. Их стремятся делать минимат.
ной толщины. При недостаточной площади фасонки по пы
соте пояса необходимо ставить дополнительные наружные <
282
и внутренние 4 накладки
(см. рис. 7.28, а). Горизон-
тальные листы коробчатых
или Н-образных элементов
поясов также необходимо
перекрывать в узлах на-
кладками.
При конструировании
узла фермы следует обеспе-
чивать местную устойчи-
вость сжатых зон узловых
фасонок, при необходимос-
ти подкрепляя свободные
кромки окаймляющими
уголками или ребрами. Кро-
ме того, необходимо учиты-
Рис. 7.29. Расположение отверстий
под монтажные скрепления в узловой
фасонке
вать условия присоединения
поперечных балок, распорок и диагоналей связей с их фасон-
ками (см. рис. 7.26).
Коробчатые элементы ферм могут быть двух видов: с ниж-
ним перфорированным листом и герметически замкнутые.
Перфорация в нижнем горизонтальном листе коробки выпол-
няется размером 600 х 300 мм при ширине коробки 526 мм и
600 х 270 мм при ширине коробки 420 мм (см. рис. 7.27). Внут-
ренние размеры коробки должны обеспечивать пропуск двух-
дугового сварочного автомата. При устройстве узлов ферм на
фасонках-накладках (см. рис. 7.28, а) габаритная ширина b всех
•лементов фермы должна быть одинаковой.
В целях унификации высота элементов поясов h назначается
постоянной по длине пролетного строения. Опыт проектирова-
ния показывает, что она, как правило, составляет 1/15...1/18 длины
панели фермы. Сечения элементов обычно увеличивают утол-
щением вертикальных листов. Но нужно учитывать, что чем
|олще листы, тем менее стабильны механические характерис-
|нки стали.
По эксплуатационным и технологическим требованиям в
(парных элементах главных ферм рекомендуется применять
283
листы толщиной от 10 до 40 мм. Для обеспечения местной
устойчивости листов и сохранения проектных размеров при
перевозке и монтаже нормами регламентируются максимальные
соотношения ширины и толщины листовых деталей. В частно-
сти, для элементов, показанных на рис. 7.27, следует прини-
мать следующие отношения £ расчетной высоты h или шири-
ны b к толщине листов /: в коробчатых сечениях h/t < 60; b/t < 60,
в Н-образных — h/t < 20; b/t < 45. В сжатых элементах Н-об-
разного сечения, кроме того, толщина горизонтального листа
должна составлять от толщины соединяемых листов у не ме-
нее 0,6/у при tj-< 24 мм и 0,5/у при у> 24 мм.
Трудоемкость изготовления сварных коробчатых элементов
по сравнению с Н-образными выше на 36 —65 %. Поэтому при
отсутствии необходимости в больших площадях сечений эле-
ментов ферм их стремятся делать Н-образными (растянуто-
сжатые раскосы, стойки, подвески).
Ослабление сечений элементов болтовыми отверстиями по
концам снижает эффективность использования сечения элемен-
та в целом. Этот недостаток можно устранить, применяя ком-
пенсаторы — утолщенные короткие листы на концах стержней,
сваренные встык с вертикальными листами элементов, либо
накладные компенсаторы. Их толщину подбирают из условия,
чтобы площадь сечения элемента по компенсатору в месте ос-
лабления его отверстиями была равна площади сечения элемен
та на участке между компенсаторами. Использование компен
саторов позволяет снизить металлоемкость пролетных строе
ний, но трудоемкость и стоимость изготовления элементов во i
растают. В последних типовых проектах компенсаторы не при
меняют (хотя нормами проектирования они не запрещены).
Решетчатые пролетные строения разрезной системы длиион
от 33 до 110 м (см. п. 7.4) и длиной от 110 до 154 м неразрс!
ной системы со сварными коробчатыми перфорированными
элементами применяли в проектировании железнодорожных
мостов до конца 1980-х гг. Эти элементы по своим экономн
ческим и эксплуатационным показателям явились значится!
ным шагом вперед по сравнению с ранее применявшими! и
открытыми клепаными элементами. Вместе с тем накопш н
284
ный опыт изготовления и эксплуатации таких конструкций
свидетельствует о их существенных недостатках.
Расположенные по всей длине элемента отверстия в нижних
горизонтальных листах не только уменьшают площадь сечения,
но и создают условия для коррозии внутренних полостей элемен-
тов. Доступ к ним для осмотра, очистки и окраски затруднен,
что снижает эффективность проведения ремонтных работ. Необ-
ходимо отметить особую опасность щелевой коррозии в местах
сопряжения вертикальных и горизонтальных листов, образую-
щих коробчатый элемент. Для предотвращения этого и наклады-
вают, помимо наружных, четыре внутренних угловых шва. Уст-
ройство перфорации требует большого объема газовой резки и
обработки кромок. Все это обуславливает повышение трудоем-
кости и стоимости изготовления пролетных строений.
Для устранения отмеченных недостатков в последние деся-
тилетия в отечественной практике (за рубежом несколько рань-
ше) стали применять конструкции коробчатых элементов ферм
с герметизацией их внутренних полостей. Такое решение, при-
знаваемое во всем мире прогрессивным, позволяет получать
существенный технико-экономический эффект.
Поскольку коррозия стали в замкнутой полости происхо-
дит во много раз медленнее, чем на открытом воздухе, внут-
ренние поверхности герметически замкнутого коробчатого
элемента не требуют окраски в течение всего срока службы
моста. Так как здесь не опасна щелевая коррозия, герметизи-
рованный элемент, в отличие от обычного перфорированного,
может быть изготовлен наложением только четырех наружных
соединительных швов. В герметически замкнутых элементах
используют те же типы поперечных сечений, что изображены
па рис. 7.27, а—г, но без перфорации.
Возможны два принципа создания замкнутых полостей.
Первый принцип предполагает герметизацию в заводских успе-
ниях элементов фермы по отдельности. В результате каждый из
них представляет собой самостоятельный монтажный блок с изо-
ппрованной от других элементов замкнутой внутренней полостью.
Второй принцип предусматривает создание замкнутых по-
постей внутри элементов не в условиях завода, а на монтаже
285
пролетных строений за счет герметизации узлов главных ферм.
При таком решении замкнутая полость образуется не в каж-
дом отдельном элементе, а в целой группе, например по всей
длине верхнего или нижнего пояса.
В одном и том же пролетном строении оба указанных прин-
ципа могут использоваться совместно.
При любом принципе концевые части элементов фермы с груп-
пами монтажных отверстий должны обеспечивать удобную по-
становку ВПБ. Эти части можно выполнить различным образом.
В зарубежных мостах распространен прием создания в заводс-
ких условиях замкнутой внутренней полости отгибом по концам
коробчатого элемента горизонтальных листов до их соединения
посередине высоты элемента. Поперечное сечение элемента на
концевых участках приобретает Н-образную форму, удобную для
постановки болтов 3. Отгиб горизонтальных листов может осуще-
ствляться в холодном состоянии за счет упругих деформаций (рис.
7.30, а), в пластическом состоянии с предварительным нагревом
листов (рис. 7.30, б), с обрывом листов и приваркой стыковыми
швами к утолщенной листовой вставке 4 (рис. 7.30, в).
Достоинствами рассмотренных конструктивных решений
являются качество и надежность герметизации, свободный
доступ в любую часть узла фермы для постановки болтов.
Однако такой прием герметизации элементов имеет и суще-
ственные недостатки.
Резкое изменение на коротком участке поперечного сечи
ния, сопровождающееся изменением направления сварных швов,
создает увеличение концентрации напряжений в концевых ча
стях элементов. Это снижает выносливость элементов, прин<>
дит к необходимости увеличения площади сечения листов по
условию обеспечения усталостной прочности. Большая час in
поперечного сечения горизонтальных листов выключается и ।
работы элемента на осевые силы, что требует соответствую
щей компенсации за счет увеличения сечений вертикальным
листов. В вертикальных листах Н-образных сечений от ин и
бающих моментов в узлах фермы возникают дополнительны!
фибровые напряжения, составляющие до 70—80 % напряли
ний от осевых усилий.
286
Возможно образование замкнутой внутренней полости при
сохранении коробчатого сечения по всей длине элемента. Герме-
тизация может быть достигнута постановкой плоской металли-
ческой диафрагмы 5 с устройством монтажных люков 6 в одном
или в обоих горизонтальных листах (рис. 7.30, г). Такой прием
существенно упрощает заводское изготовление элементов, но
приварка диафрагмы поперечными швами резко увеличивает
концентрацию напряжений и снижает выносливость элемента, осо-
бенно если он воспринимает знакопеременные усилия.
г
Гис. 7.30. Варианты конструкции концевых частей замкнутых коробча-
1 MX элементов: 1 — замкнутая внутренняя полость; 2 - - горизонталь-
ный лист; 3 монтажные отверстия; 4 — утолщенная листовая вставка;
5 — диафрагма; 6 — монтажный люк; 7 — металлические листы; 8 —
резиновая прокладка; 9 — болты; 10 — концевая подковообразная вставка;
II — торцевая диафрагма; 12 — крышка-накладка
287
Устраняют этот недостаток за счет выполнения диафрагмы
из двух металлических листов 7 с прокладкой из эластичного
материала 8, стянутых болтами 9 (рис. 7.30, д). Надежность
такого способа герметизации зависит от долговечности элас-
тичной прокладки.
Достаточная надежность герметизации при умеренной кон-
центрации напряжений обеспечивается при установке в завод-
ских условиях стальной диафрагмы 10 подковообразной фор-
мы, привариваемой к горизонтальным листам (предложение
НИИ мостов, рис. 7.30, е). В этом случае вертикальные листы
не ослабляются поперечными сварными швами, сама диафраг-
ма может использоваться как компенсатор ослабления сече-
ния перфорацией 6. Но монтажные зоны элементов остаются
негерметизированными, в верхних узлах ферм и в торцевых
частях раскосов образуются нежелательные конструктивные
«мешки» — зоны повышенной коррозии. По этим причинам
рассматриваемый способ целесообразен для поясов ферм, осо-
бенно при необходимости постановки внутренних накладок.
Отрицательное влияние поперечных сварных швов на вынос-
ливость элемента полностью устраняется в конструкции его
концевой части, показанной на рис. 7.30, ж. По торцам элемен-
та вваривают плоские диафрагмы 11, для доступа изнутри к
болтовым отверстиям устраивают монтажные люки 6, закрыва
емые крышками-накладками 12, являющимися одновременно
компенсаторами ослабления сечений. При такой конструкции,
предложенной Гипротрансмостом, элемент герметизируется но
всей длине. Однако диафрагмы по концам элементов не позво
ляют устанавливать в узлах ферм внутренние накладки. В про
летных строениях больших длин при значительных усилиях и
поясах ферм применение торцевых диафрагм становится огра
ниченным, их используют в основном в раскосах.
Конструкции узлов главных ферм соответственно с подкопи
образными вставками и с торцевыми диафрагмами элеменпш
нижних поясов и раскосов показаны на рис. 7.31 и 7.32. Стопки
и подвески при этом выполняют обычной Н-образной формы
Герметизацию пролетных строений активно использую! и
зарубежной практике, где кроме элементов ферм, полностью
герметизируют продольные связи, а узлы ферм часто выполни
288
Рис. 7.31. Конструкция узла фермы с поясами, имеющими концевые под-
ковообразные вставки: 1 — монтажный люк; 2 — внутренняя накладка
ют цельносварными с фасонками-вставками (см. рис. 7.28). Вынос
стыка пояса за узел в таком решении выгоден: стык легче вы-
полняется конструктивно и технологически, отпадает необхо-
димость в торцевых диафрагмах, образуется единая замкнутая
полость пояса, т.е. используется второй принцип герметизации.
Первое в СССР опытное пролетное строение пролетом 66 м,
в главных фермах которого пояса и раскосы были выполнены
в виде сварных герметически замкнутых коробчатых элемен-
тов, смонтировано в 1979 г. на мосту через реку Ловать. Гер-
метизация элементов осуществлена по первому принципу с по-
мощью подковообразных вставок (см. рис. 7.30, е).
Образование замкнутой внутренней полости в коробчатых
•цементах поясов на монтаже (по второму принципу) требует
разработки специальной конструкции узлов ферм и техноло-
1'1 9453
289
Рис. 7.32. Конструкция узла фермы с поясами, имеющими торцевые ди
афрагмы: 1 — диафрагма; 2 — монтажный люк; 3 — монтажные отвер
стия; 4 — монтажные болты, приваренные к внутренним полунакладкам
5 — внутренние полунакладки; 6 — крышка-накладка
гии их сборки. Этот принцип частично использован в типовом
проекте Гипротрансмоста унифицированных пролетных стро
ений длиной от 33 до 110 м, действовавшем с 1989 по 1998 п
В рассматриваемом типовом проекте по-прежнему сохрани
ются три серии унифицированных пролетных строений с пара
метрами по рис. 7.25 и табл. 7.2. Поперечные сечения элеменгон
главных ферм представлены в табл. 7.3, а в табл. 7.4 даны нс
совые характеристики наиболее применяемых пролетных стро
ений. Все пролетные строения рассчитаны под нагрузку СI I п
предназначены для использования как в обычном, так и в сс
верном исполнении для зон А и Б (марки сталей — 15ХСНД и
10ХСНД). Монтаж пролетных строений предусмотрен навесным
способом с постановкой временных соединительных элемен юн
290
Таблица 7.3
Сечения элементов главных ферм по типовому проекту ГТМ 1989 г.
291
Таблица 7.4
Масса металла пролетных строений по типовому проекту ГТМ1989 г.
Элементы /р=44м (I серия) /р~66 м (II серия) /р=110 м (III серия)
общая на 1 м общая на 1 м общая на 1 м
Главные фермы 62,0 1,41 116,3 1,77 323,3 2,99
Проезжая часть 31,3 0.71 50,1 0,76 39.7 0,32
Мостовое полотно 19,2 0,44 29,0 0,44 43,9 0,44
Связи 13,2 0,30 23,0 0,35 46,3 0,43
Высокопрочные болты 6,3 0,14 11,4 0,17 13,6 0,16
Смотровые приспособления 9,2 0,21 12,4 0,19 13 0.16
Итого: 141,2 3,21 242,7 3,63 550,3 5,01
Герметизация коробчатых элементов поясов главных ферм
осуществляется двумя способами. Монтажные элементы поясов
пролетных строений I серии длиной по 11 м и II серии длиной
по 8,25 м герметизируют на заводе торцовыми заглушками (см.
рис. 7.30, ж) и стыкуют в основных узлах с постановкой толь-
ко наружных стыковых накладок (см. рис. 7.32). При этом в
середине монтажных элементов поясов длиной 11 м в пролет-
ных строениях I серии для прикрепления стоек и подвесок н
нижних горизонтальных листах коробок устраивают такие же
монтажные люки, как и по концам элементов.
Монтажные элементы пролетных строений III серии дли-
ной 11 м из-за больших усилий в поясах стыкуют в каждом
промежуточном узле главной фермы с постановкой не только
наружных, но и внутренних накладок, что исключает возмож
ность применения торцевых диафрагм. В связи с этим гермг
тизация верхних и нижних поясов главных ферм пролетных
строений III серии выполняется по второму принципу. Торп,с
вые заглушки 7 приваривают на заводе только к одному кон
цу крайних монтажных элементов верхних и нижних поясни
Во всех промежуточных узлах элементы поясов герметизпрх
ют с помощью резиновых уплотнителей (рис. 7.33).
Достоинством образования замкнутой внутренней поло» ш
поясов главных ферм является полная герметизация их не только
по всей длине, но и в наиболее ответственных зонах узлопы*
292
соединений. Однако перенос
процесса герметизации эле-
ментов из заводских условий
на строительную площадку
усложняет монтаж пролет-
ных строений, особенно на-
весную сборку. Также боль-
шим недостатком является и
низкая долговечность рези-
новых уплотнителей стыков.
Коробчатые элементы
раскосов всех серий про-
летных строений выполня-
ют с торцевыми диафраг-
мами и монтажными люка-
ми по типу рис. 7.30, ж.
На рис. 7.34...7.37 для приме-
ра показаны узлы главных
ферм пролетного строения
66 м с аналогичной конст-
рукцией герметизации. Но
как показал опыт, такая гер-
метизация люков ненадеж-
на, наилучший результат
может дать только образо-
вание готовых герметичных
шементов в условиях заво-
да (см. рис. 7.30, а—в, ё).
Основным типом мосто-
Рис. 7.33. Конструкция герметизации
узла фермы: 1 — фасонка; 2 — наруж-
ные накладки; 3 — уголок-уплотнитель;
4 — внутренние накладки; 5 — план-
ка; 6 — монтажный люк; 7 — высоко-
прочные болты крепления планок; 8 —
нижняя накладка-компенсатор; 9 —
пластина-уплотнитель; 10, 11, 12 —
резиновые уплотнители
вого полотна современных
пролетных строений явля-
ется безбалластная железо-
петонная плита (рис. 7.38).
( борная плита не включа-
ется в совместную работу
с продольными балками.
()па состоит из блоков дли-
293
Bl B2 ВЗВ4ВЗ'В2'ВГ
Рис. 7.34. Узел НО пролетного строения пролетом 66 м с герметически
замкнутыми элементами
294
Рис. 7.35. Узел Н2
пролетного строения пролетом 66
замкнутыми элементами
м с герметически
295
Рис. 7.36. Узел Bl пролетного строения пролетом 66 м с герметиче< п
замкнутыми элементами
296
Рис. 7.37. Узел ВЗ пролетного строения пролетом 66 м с герметически
замкнутыми элементами
ной до 3 м, устанавливаемых на армированную подливку
цементно-песчаным или песчано-клеевым раствором и при-
крепляемых к верхним поясам балок высокопрочными шпиль-
ками. Верхние и боковые поверхности плит покрыты гидроизоля-
цией, поперечные швы заполняют тиоколовым герметиком. Та-
297
Рис. 7.38. Мостовое полотно с безбап.пастной железобетонной плитой:
1 — перила; 2 — убежище; 3 — тротуар; 4 — рельс; 5 — контруголок;
6 — железобетонная плита; 7 — консоль
кое решение в сравнении с полотном на деревянных поперечи-
нах обладает повышенным собственным весом, но существенно
более долговечно и требует меньших эксплуатационных затрат.
Продольные (рис. 7.39) и поперечные (рис. 7.40) балки про
езжей части пролетных строений с ездой понизу представляют
собой сваренные на заводе двутавры. Высота балок составля
ет 1/5... 1/7 их пролета. Стенки продольных балок укрепляю!
сварными поперечными ребрами жесткости, которые служа!
также для прикрепления поперечных связей балок. Попереч
ные связи размещают на расстоянии не более двух высот ба
лок и прикрепляют ВПБ. Продольные связи располагают только
в уровне верхних поясов балок (имея в виду, что к нижним
поясам балок жестко крепятся нижние продольные связи глав
ных ферм). Продольные балки соединяют с поперечными, ко
торые прикрепляют к узлам главных ферм на парных фланце
вых уголках болтами 022 мм. Фланцевые уголки прикрепия
ют на заводе к стенкам балок заклепками 023 мм или высоко
прочными болтами 022 мм. В стыках продольных и поперс1!
ных балок ставят «рыбки», причем «рыбки» верхнего пояса
уширены. В них проделаны отверстия для шпилек крепления
298
Рис. 7.39. Балочная клетка проезжей части болтосварного пролетного
строения пролетом 66 м
плит мостового полотна (см. рис. 7.39). Продольные балки
проезжей части включают в совместную работу с нижними
поясами главных ферм за счет нижних продольных связей.
Пролетные строения типового проекта 1989 г. были установ-
лены в 90-х гг. прошлого века на ряде железнодорожных мос-
299
Рис. 7.40. Конструкция поперечной балки болтосварного пролетного стро
ения пролетом 66 м: 1— отверстия для крепления продольной балки; 2
вертикальные уголки, прикрепляющие поперечную балку к главной ферме,
3 — фасонка («топорик»)
тов. Однако опыт применения их оказался негативным: из-ча
несоблюдения технологических условий герметизация элемен
тов нарушалась, вследствие чего в 1998 г. действие данном»
типового проекта было приостановлено МПС. Вновь вернулись
к устройству коробчатых элементов поясов и раскосов с перфо
рацией. Но данную меру следует расценивать как временную
Чтобы использовать на заводах имеющуюся технологичс»
кую оснастку, в откорректированном типовом проекте coxp.i
нили типы поперечных сечений главных ферм и их базовы»
размеры по ширине элементов в I, II и III сериях (см. табл. 7. Ч
Однако ослабление сечений устройством перфораций связано i
необходимостью увеличения площадей поперечных сечении
основных элементов.
Отметим еще одно изменение, появившееся в 1998 г. в о»
корректированном типовом проекте: расстояние между про
дольными балками проезжей части уменьшено до 1,7 м с ш
лью снижения поперечного изгиба верхних поясов и стено».
сварных балок.
300
7.6. Особенности пролетных строений с ездой поверху
Давая общую характеристику решетчатых пролетных стро-
ений в и. 7.1, мы уже говорили о наиболее целесообразных
случаях применения пролетных строений с ездой поверху в же-
лезнодорожных мостах. Принципы формирования главных ферм
при езде поверху аналогичны решетчатым пролетным строе-
ниям с ездой понизу (см. п. 7.5).
В мостах с ездой поверху при безбалластном мостовом по-
лотне, как правило, требуется устройство балочной клетки.
Поскольку нет особых ограничений в строительной высоте
пролетного строения, балочную клетку можно выполнить раз-
личными способами, в частности, с этажным расположением
продольных и поперечных балок (рис. 7.41, а) или с размеще-
нием балок в одном уровне (рис. 7.41, б).
Ранее уже говорилось о недостатках этажного расположения
балок, которые делают такое решение неприемлемым в совре-
менных мостах. Вариант размещения балок в одном уровне, в
котором продольные балки и пояса главных ферм делают оди-
а
Рис. 7.41. Варианты расположения балок проезжей части в пролетных
строениях с ездой поверху: а — этажное; б — в одном уровне; 1 — попе-
речные балки; 2 — продольные балки; 3 — пояса ферм; 4 — продольные
связи ферм; 5 — поперечные связи ферм
301
наковой высоты (меньше высоты поперечных балок), обладает
минимальной строительной высотой, удобством монтажа и на-
дежностью прикрепления продольных балок к поперечным и
поперечных к узлам главных ферм. В нем рационально распо-
ложение продольных связей относительно верхних поясов глав-
ных ферм, надежно работают поперечные балки как распорки
продольных и поперечных связей, имеется возможность вклю-
чения балочной клетки в совместную работу с главными фер-
мами. Однако во избежание значительного расхода металла на
продольные балки для удовлетворения требований к их жестко-
сти здесь приходится ограничивать размер панели проезжей части.
В связи с изложенным по последнему варианту и выполнена
проезжая часть в имеющемся типовом проекте решетчатых про-
летных строений с ездой поверху (разработка Гипротрансмоста
1976 г., рис. 7.42). Здесь для удобства монтажа поперечных балок
сечения верхних поясов выполнены гладкими — без свесов верх-
них листов. Продольные и поперечные балки в целях рациона
лизации выполнены разной высоты с устройством столиков в
узлах их сопряжения. Балочная клетка включена в совместную
работу с верхними поясами главных ферм при помощи диаго
налей верхних продольных связей, жестко скрепленных с ниж-
ними поясами продольных балок. В местах соединения постав
лены распорки, исключающие изгиб диагоналей.
Пролетные строения с длиной пролета 44, 55 и 66 м с ездоп
на безбалластных плитах предназначены под нагрузку С14. И\
изготавливают для тех же условий эксплуатации и из тех же
сталей, что и пролетные строения с ездой понизу (см. п. 7.5).
Коробчатые элементы поясов главных ферм также могут вы
подняться как перфорированными, так и герметически замкну
тыми по тем же принципам. Элементы решетки приняты Н-об
разного сечения. Треугольные фермы имеют только стойки для
уменьшения панели верхнего сжатого пояса и соединены вер
хними и нижними продольными связями крестовой системы, .1
также поперечными связями в плоскости стоек (рис. 7.43). П<>
при навесном монтаже пролетных строений появляется необ
ходимость в подвесках, ограничивающих свободную длит
элементов сжатого нижнего пояса.
302
Рис. 7.42. Мостовое полотно и проезжая часть пролетных строений
с ездой поверху: 1 — мостовой брус; 2 — продольная балка; 3 — столик;
4 — поперечная балка; 5 — верхний пояс главной фермы
Пролетные строения разделены на две серии с высотой глав-
ных ферм соответственно 6 и 8,5 м. Для стандартизации обе
серии имеют одинаковые панели (5,5 м), расстояние между осями
ферм (3,9 м), ширину всех элементов (526 мм), балочную клет-
ку и связи. В обеих группах предусмотрены варианты пролет-
ных строений, имеющих скошенные концы главных ферм. Такая
конструкция отличается большей поперечной устойчивостью
и экономией металла. Она уместна при опирании на обсыпные
устои (сокращается длина устоя) и в сопряжении на промежу-
точной опоре пролетных строений с ездой понизу и поверху
(улучшается конструкция оголовка опоры).
303
Рис. 7.43. Пролетные строения с ездой поверху по типовому проекту 1976 i
304
Преимущества мостового полотна с ездой на балласте в срав-
нении с безбалластным полотном (см. п. 4.2) привлекают ин-
женеров к устройству полотна такого типа и в решетчатых
пролетных строениях с ездой поверху. Для поддержания бал-
ластного мостового полотна можно использовать железобе-
тонную либо металлическую плиту, включенную или не вклю-
ченную в совместную работу с верхними поясами главных ферм.
Примером отечественной конструкции служит пролетное
строение эксплуатируемого моста длиной 44 м с металличес-
кой плитой балластного корыта (рис. 7.44). Оно сформирова-
но на базе типового с добавлением в верхнем поясе двухъярус-
ной ортотропной плиты с листом настила из коррозионно-
стойкой стали. Устройство ортотропной плиты, совмещающей
функции части верхнего пояса фермы, продольных балок, свя-
зей и балластного корыта, позволяет довольно эффективно
использовать материал даже с учетом того, что верхний пояс,
помимо осевых сил, работает на местный изгиб в пределах
панели фермы.
Рис. 7.44. Пролетное строение с металлической плитой балластного ко-
рыта: Z — стальное днище корыта; 2 — верхний пояс фермы; 3 — раскос
(стойка); 4 — поперечная балка; 5 — узловые фасонки; 6 — продольные
ребра ортотропной плиты; 7 — борт балластного корыта
20-9453
305
7.7. Пролетные строения с неразрезными
и консольными решетчатыми фермами
Неразрезные балочные пролетные строения выгодно отлича-
ются от простых балок меньшими положительными изгибающи-
ми моментами и прогибами, плавностью линии прогиба, мень-
шим числом стыков проезжей части (уравнительных приборов
рельсового пути, деформационных швов автопроезда). Появля-
ется возможность применения навесной сборки и надвижки без
усиления ферм и временных соединительных элементов.
Однако экономия металла за счет неразрезности ферм дости-
гается не всегда. Усилия в поясах главных ферм снижаются, но
увеличивается число элементов со знакопеременными усилия-
ми. Площадь их сечения лимитируется условием выносливости
материала и подчас оказывается большей, чем по условиям проч-
ности и устойчивости элемента. Поэтому чем легче временная
нагрузка в сравнении с постоянной и чем больше длина проле-
тов, тем вероятнее экономия металла в неразрезных фермах.
Опыт показывает, что в железнодорожных мостах снижение метал-
лоемкости можно достичь при длине пролетов свыше 110...130 м, а
в автодорожных — свыше 80—100 м.
В неразрезных пролетных строениях используют те же типы
решеток, что и в простых фермах. Применяют обычно двух-
пролетные и трехпролетные конструкции. Увеличение числа
пролетов в неразрезной системе не приводит к существенной
экономии металла, но увеличивает длину температурного про-
лета (см. рис. 4.31) и тормозные силы, передаваемые на одну
из опор. При пролетах длиной более 200...250 м одному из
поясов стремятся придать криволинейное или полигональное
очертание, увеличивая высоту ферм над опорами в соответ-
ствии с эпюрой изгибающих моментов в балке. Это обеспечи-
вает более плавное изменение усилий в элементах ферм и улуч-
шает внешний вид моста. Однако при криволинейных верхних
поясах затруднено перемещение по ним монтажного крана, ;i
большое число элементов разной длины препятствует унифн
кации пролетных строений.
Гипротрансмостом в 1991 г. разработан типовой проект нс
разрезных однопутных пролетных строений по схемам 2 х 110 м
306
10x11,0 10x11,0 Lp=2x 110,0
12x11,0 12x11,0 /.р=2х 132,0
10x11,0 12x11,0 10x11,0 110+132+110
12x11,0 12x11,0 12x11,0 3x132
12x11,0 14x11,0 12x11,0 132+154+132
Рис. 7.45. Схемы неразрезных пролетных строений со сквозными главными
фермами и ездой понизу: а — двухпролетные; б — трехпролетные; в — со
шпренгельной решеткой
и 2 х 132 м с ездой понизу (рис. 7.45, а). Кроме того, на базе
типовых унифицированных решений могут формироваться про-
летные строения по другим схемам (рис. 7.45, б...в). В основу
типового проекта положены те же принципы, что и для разрез-
ных пролетных строений (см. п. 7.5).
В отечественных пролетных строениях с ездой понизу при-
меняют безбалластное мостовое полотно со сборными желе-
зобетонными плитами. Для зарубежных мостов характерна
езда на балласте по стальной ортотропной плите. В каче-
стве примера приведем мост через реку Южная Эльба в Гам-
бурге (Германия), имеющий трехпролетную схему 107,40 +
125,61 + 107,40 м (рис. 7.46, а). Пролетное строение под два
пути на балласте имеет жесткий коробчатый нижний пояс и
307
Рис. 7.46. Общий вид (а) и поперечное сечение (б) пролетного строения моста
через Южную Эльбу в Гамбурге (Германия)
одноярусную ортотропную плиту с пластинчатыми продоль-
ными ребрами, включенную в совместную работу с нижни-
ми поясами ферм (рис. 7.46, б). Пролетное строение цель-
носварное за исключением отдельных стыков на ВПБ. Мои
таж произведен продольной надвижкой.
В зарубежной практике применяют также неразрезные про
летные строения железнодорожных мостов с ездой поверху.
Их исполняют с простой треугольной решеткой ферм с парад
лельными поясами либо с криволинейным нижним поясом.
Как известно, в неразрезных балочных системах при неран
номерной осадке опор возникают дополнительные усилия. По
этой причине в XIX в. и в начале XX в. опасались примени i к
неразрезные фермы.
308
Пролетные строения балочно-консольной системы в силу
их статической определимости нечувствительны к неравномер-
ным осадкам опор. В то же время по затратам металла пролет-
ные строения данной системы близки к неразрезным. Эти об-
стоятельства способствовали большому распространению кон-
сольных ферм в конце XIX столетия, которыми были перекры-
ты рекордные пролеты балочной системы (см. главу 1).
Консольные пролетные строения формируются из однокон-
сольных (рис. 7.47, а) или двухконсольных (рис. 7.47, б) ферм,
на которые шарнирно опираются подвесные пролетные стро-
ения (подвески). В многопролетных мостах могут использо-
ваться оба типа (рис. 7.47, в). Очертание поясов ферм консоль-
ной системы часто имеет криволинейную форму, повторяю-
щую вид эпюры изгибающих моментов в консольной балке и
придающую ей архитектурную выразительность.
Рекомендуемое отношение длины консоли к пролету кон-
сольного пролетного строения, исходя из минимума его ме-
таллоемкости, составляет 0,15... 0,4 (большее значение соот-
ветствует большему относительному значению постоянной
нагрузки). В железнодорожных мостах при назначении длины
консоли учитывают неблагоприятное очертание линии проги-
ба, имеющей переломы в шарнирах подвесок. Это является
недостатком данной системы по сравнению с балочно-нераз-
Рис. 7.47. Схемы балочно-консольных пролетных строений
309
резной. Недостатком является и необходимость устройства
шарниров, работающих на большие динамические нагрузки.
Современные методы расчета, конструирования и строитель-
ства мостов устраняют дополнительные усилия в неразрезной
системе от неравномерных осадок опор. Поэтому консольные
фермы практически исключены из практики строительства же-
лезнодорожных мостов еще в 1950-е гг., приоритет в мостах боль-
ших пролетов отдается неразрезным пролетным строениям.
7.8. Особенности автодорожных мостов и мостов
под совмещенную езду
Об основных особенностях автодорожных и городских мо-
стов уже говорилось в главе 4. В автодорожных мостах могут
использоваться те же виды решетчатых пролетных строений,
решеток ферм и связей, форма поперечных сечений, конструк-
ция узлов ферм и т.д., что и в железнодорожных мостах. Ти-
повых решений для автодорожных мостов не существует, но,
проектируя индивидуальные конструкции, обычно использу-
ют элементы унифицированных пролетных строений железно-
дорожных мостов (см. п. 7.5).
Пролетные строения автодорожных мостов с ездой понизу
отличаются большим расстоянием между главными фермами.
В случае применения балочной клетки пролет поперечных балок
существенно возрастает. Вследствие более низких временных
нагрузок увеличивается оптимальный размер панели проезжей
части. Поэтому поперечные балки получаются достаточно
мощными, но решетка ферм может быть назначена более ред
кой и простой. В ряде случаев целесообразной оказывается
треугольная решетка без стоек и подвесок. Простая треуголь
ная, а также ромбическая решетки, благоприятны с архитек
турной точки зрения.
В связи с большими расстояниями между фермами услож
няется устройство верхних продольных связей, элементы кото
рых получаются значительной длины. Поэтому пролетные стро
ения с ездой понизу иногда устраивают открытого типа, г.е
без верхних продольных связей. Такое решение признается удач
ным в архитектурном отношении — открытое пространство
310
воспринимается значительно благоприятнее, чем связи, нави-
сающие над головой. Конструкция балочной клетки проезжей
части отличается значительным разнообразием и во многом
зависит от типа мостового полотна.
При устройстве железобетонной плиты проезжей части,
работающей лишь на местную нагрузку колес автомобилей,
балочная клетка может выполняться только в виде попереч-
ных балок, расположенных в узлах ферм (рис. 7.48, а). Здесь
расстояние между поперечными балками (панель фермы) зави-
сит от несущей способности плиты и, как правило, не превы-
шает 3...4 м. Применение железобетонной плиты ребристой
конструкции (рис. 7.48, б) позволяет увеличить панель фермы,
но одновременно возрастает вес проезжей части. При боль-
шой длине панели главных ферм целесообразна установка ме-
таллических продольных балок (рис. 7.48, в), которые, как
правило, имеют меньшую высоту, чем поперечные балки. Вер-
хние пояса балок располагают в одном уровне с устройством
в узлах сопряжения балок столиков (по типу рис. 7.42). Рас-
стояние между продольными балками и их число определяют-
ся габаритом проезжей части и условием минимума материа-
лоемкости балочной клетки и железобетонной плиты.
Рассмотренные конструктивные решения проезжей части
(рис. 7.48) традиционны. Современной конструкцией проезжей ча-
сти решетчатых пролетных строений при езде как поверху, так и
понизу, является стальная ортотропная плита, включенная в совме-
стную работу с ездовыми поясами ферм. Степень включения плиты
зависит от технологии монтажа пролетного строения. Такое реше-
ние обладает всеми преимуществами ортотропных плит (см. п. 4.2).
В качестве примера можно привести пролетное строение моста
через канал в Бизерте (Тунис), построенного французскими
специалистами (рис. 7.49). Разрезные главные фермы проле-
том 76 м с простой треугольной решеткой панелью 8,44 м вы-
полнены с открытым верхним поясом. Проезжая часть имеет
вид одноярусной ортотропной плиты, включенной в совмест-
ную работу с коробчатыми поясами ферм за счет приварки
покрывающего листа к поясу продольным стыковым швом. В такой
конструкции ездовые пояса главных ферм работают, помимо
311
Рис. 7.48. Варианты устройства проезжей части в автодорожных про
летных строениях с ездой понизу: а—с железобетонной плитой и попе-
речными балками; б — то же, с ребристой плитой; в—д с балочной клет-
кой; 1 — поперечные балки; 2 — продольные балки; 3 — вспомогательньк
поперечные балки
осевых сил, на изгиб и кручение (будучи опорами поперечных
ребер плиты), поэтому их делают более мощными, чем в обыч
ных фермах. Коробчатые элементы верхних поясов ферм име
ют внутренний габарит 560 х 560 мм, нижних поясов — 560
1000 мм. Но в состав сечения ездовых поясов в таких фермах
входит часть ортотропной плиты.
312
Автодорожные
мосты с решетча-
тыми фермами
больших пролетов
получили широкое
распространение в
последнее время в
зарубежной прак-
тике. Причем отли-
чительной чертой
является почти пол-
ное отсутствие по-
пыток повторного
t_____________1з'б60
450 .19х607=11546
6993
Hi <3% I 3»°
1 Т5
?~400х16
Рис. 7.49. Проезжая часть с ортотропной плитой
в пролетном строении с ездой понизу
4501
применения пред-
ложенных решений или их унификации. Зарубежные исследова-
тели считают, что не экономично применять разрезные фермы
с пролетами свыше 200 м (это область неразрезных систем), и
обосновывают максимально возможную длину пролета для ре-
шетчатых консольных пролетных строений 1200 м!
В качестве примера неразрезной конструкции приведем мост
Ошима, построенный в Японии в 1976 г. с центральной трехпро-
летной частью по схеме 200 + 325 + 200 м (рис. 7.50, а). Рассто-
яние между осями главных ферм — 11м, высота ферм в середине
пролета — 15 м, над промежуточными опорами — 38 м. Проез-
жая часть моста устроена на железобетонной плите. Пролетное
строение монтировали из крупных пространственных блоков
массой 1000...3000 т мощными плавучими кранами. Масса ме-
талла пролетного строения — 5640 т или 0,65 т/м2.
Примером трехпролетной консольной системы является
новый Великий Нью-Орлеанский мост через реку Миссисипи
(США), построенный в 1988 г. (рис. 7.50, б). Пролетное стро-
ение по схеме 260 + 480 + 180 м при расстоянии между осями
ферм 31,1 м имеет высоту в пролете 28 м, над опорами — 61 м,
металлоемкость около 0,8 т/м2.
При пересечении водных преград значительной ширины и
глубины экономически выгодным может быть устройство со-
вмещенного моста, предназначенного для пропуска по одним
313
Рис. 7.50. Схемы пролетных строений: а — автодорожного моста Ошима
(Япония); б — Великого Нью-Орлеанского моста через реку Миссисипи
(1 — консольная ферма; 2 — подвеска)
пролетным строениям различных видов транспорта: автомо-
бильного, рельсового (железнодорожного, метрополитена) и
др. При этом транспортные проезды могут располагаться на
одном уровне (на единой или раздельной проезжей части) либо
в несколько уровней (ярусов) по высоте.
Ранее проезды обычно располагали в уровне нижнего пояса
решетчатых пролетных строений. В качестве примера можно
привести один из первых совмещенных мостов в СССР — че-
рез Северную Двину в г. Архангельске (1963 г.). Он включа
ет два неразрезных решетчатых пролетных строения по схс
ме 2 х 176 м и разводное пролетное строение вертикально-
подъемной системы длиной 84 м, размещенное между ними.
Железнодорожный и автодорожный проезды расположены и
уровне нижних поясов ферм на обособленных полотнах.
Однако одноярусные пролетные строения с совмещенной ездои
требуют существенного уширения опор, что вызывает повышен
ный расход материала на проезжую часть. Данных недостаткоп
можно избежать в случае использования верхнего пояса ферм
также в качестве ездового. Но данное решение требует устроп
ства на берегах протяженных эстакад для того, чтобы трат
порт смог попасть на верхний ярус. В связи с этим по верхнему
ярусу, как правило, пропускают автомобильные нагрузки, по
314
скольку на автодорогах допустимы значительно большие укло-
ны и меньшие радиусы кривых, чем на железных дорогах.
Решения с ярусным расположением проездов применены
отечественными инженерами в проектах мостов через каньон
реки Раздан, Красную во Вьетнаме, Волгу в г. Ульяновске и у
г. Кинешма, Амур у г. Хабаровска и др.
На пролетных строениях моста через Волгу в г.Ульяновске в
верхнем уровне предусмотрен автопроезд под четыре полосы
движения нагрузки АН, в нижнем уровне — два пути городско-
го рельсового транспорта (рис. 7.51). Общая схема моста окон-
чательно не решена, он состоит из неразрезных двухпролетных
конструкций с решетчатыми фермами по схеме 2 х 220 м. Фермы
имеют треугольную решетку без стоек и подвесок, длина панели —
11м, высота фермы — 12 м. Пролетное строение изготавливает-
ся из стали марок 10ХСНД и 15ХСНД, его масса 7640 т.
Проезжая часть в обоих уровнях выполнена в виде одноярус-
ной ортотропной плиты, включенной в совместную работу с
коробчатыми поясами ферм за счет приварки покрывающего листа
к поясу продольным стыковым швом. Продольные ребра обеих
ортотропных плит имеют сварное коробчатое сечение из двух
вертикальных и одного горизонтального листов. Это позволяет
располагать поперечные ребра с шагом 5,5 м вдоль моста (в узлах
и посередине панели фермы). Стыки продольных ребер — на бол-
тах. Поперечные ребра таврового сечения высотой около 1 м,
прикрепляются к стенкам коробчатых поясов, понизу ставятся
«рыбки». Элементы главных ферм полностью герметизированы,
узлы ферм выполнены в виде сварных фасонных коробок, цели-
ком изготавливаемых на заводе. Стыки поясов и раскосов выне-
сены за пределы узлов. К нижним узловым фасонным коробкам
покрывающий лист ортотропной плиты крепится на болтах.
Другой пример — реконструкция моста через реку Амур у
г. Хабаровска. На раздельных пролетных строениях каждого на-
правления движения в верхнем уровне устроен автопроезд габари-
том Г-11,5, в нижнем — один железнодорожный путь (рис. 7.52).
Пролетные строения по схеме 2 х 128,4 м аналогичны мосту через
Волгу, за исключением наличия стоек и подвесок в сквозных глав-
ных фермах. Длина панели фермы — 10,7 м, высота — 15 м.
315
25Ж
1500, __________________________________________________________22580_____________________________________________________________________ ,1501
Рис. 7.51. Совмещенный мост через Волгу в Ульяновске: а — фрагмегп
общего вида; б — поперечное сечение пролетного строения
Автопроезд устроен по ортотропной плите, железнодорож
ный путь в нижнем уровне — на обычной балочной клетке с
безбалластным мостовым полотном на железобетонных пли
тах. Одноярусная ортотропная плита проезда имеет полосе
вые продольные ребра. Тавровые поперечные ребра устанав
ливаются с шагом вдоль оси моста 2,5 м (3,2 м — в зоне сты
ков) и крепятся к стенкам коробок поясов на болтах и флап
цевых уголках, понизу устраиваются «рыбки». Из-за этого в
316
}°-6?, 85,6+128,4
2x128,4
2x128.4
2x128,4
4f
-•’J-
H —— Д
Рис. 7.52. Совмещенный мост через Амур у г.Хабаровска: а — фрагмент
общего вида; б — поперечное сечение
коробчатых элементах верхних поясов ферм вынуждены были
сделать перфорацию.
Совмещенные мосты через крупные водные преграды ши-
роко применяют за рубежом в целях экономии на устройстве
опор. Приведем один пример — мост под совмещенное движе-
ние автотранспорта (верхний ярус) и скоростных пассажирс-
ких поездов (два пути нижнего яруса) через морской пролив
Эресунд между Швецией и Данией. Мост общей длиной 7845 м
включает неразрезные пролетные строения с пролетами по 140 м
со сквозными треугольными фермами панелью 20 м без стоек
и подвесок, высотой около 10 м. Проезжая часть в обоих уровнях
выполнена в виде железобетонных плит, которые чаще приме-
няют в зарубежных мостах.
317
7.9. Пролетные строения мостов скоростных
и высокоскоростных железнодорожных магистралей
В последней четверти XX в. широкую популярность в мире
завоевало новое направление в развитии традиционных же-
лезных дорог — скоростной и высокоскоростной транспорт со
скоростями движения пассажирских поездов соответственно до
250 км/ч и свыше 250 км/ч.
Разработанная в России концепция развития железнодорож-
ного транспорта предусматривает поэтапное наращивание ско-
ростей движения пассажирских поездов сначала за счет модер-
низации и реконструкции существующих линий с совмещенным
грузовым и пассажирским движением до скоростей 200 км/ч, а
в последующем — переход на сооружение пассажирских высо-
коскоростных специализированных магистралей (ВСМ) со ско-
ростями движения до 350 км/ч. На мостах скоростных и высо-
коскоростных линий преимущественно укладывают~бесстыко-
вой рельсовый путь на балласте (примеры устройства балласт-
ного мостового полотна в стальных пролетных строениях с ездой
поверху были приведены ранее в главе 3 и в п.7.6).
Согласно отечественным техническим условиям мосты ВСМ
предназначаются для регулярного движения высокоскоростных
пассажирских поездов типа «Сокол» с максимальной скорос-
тью 350 км/ч и нерегулярного пропуска грузовых поездов тех-
нологического назначения, имеющих нагрузку не выше С10,5
и скорость не более 80 км/ч.
Учитывая, что главной особенностью ВСМ являются высо-
кие скорости движения, основное внимание при проектирова-
нии мостов, наряду с экономическими соображениями, долж
но быть уделено таким специфическим для ВСМ требованиям,
как: применение бесстыкового рельсового пути и балластного
мостового полотна; сохранение на всех искусственных соору
жениях установленной на магистрали величины междупутья
(4,8 м); придание пролетным строениям и опорам повышен
ных характеристик жесткости, которые обеспечивают наймет,
шие изменения положения рельсового пути на мостах в про
филе и плане, гарантируют плавность движения экипажей поезди
и комфортные условия пассажирам.
318
Следует отметить, что последним двум из указанных выше
требований на больших мостах в наибольшей степени удов-
летворяет применение двухпутных пролетных строений. Заме-
на их двумя однопутными приводит к необходимости увеличе-
ния междупутья на мостах и устройством на подходах S-об-
разных кривых большого радиуса. Кроме того, возрастает
суммарная металлоемкость пролетных строений при понижен-
ной их горизонтальной жесткости.
Проект двухпутных металлических решетчатых пролетных
строений для больших мостов ВСМ разработан Ленгипротрансмостом
в 1991 г. по предложениям кафедры «Мосты» ПГУПС и НИИ
мостов. В нем приведены различные варианты пролетных
строений и конструкции проезжей части. На рис. 7.53
представлены принятые варианты пролетных строений при
езде понизу на балласте (на рис. 7.54, 7.55) — со сквозными
фермами с жестким нижним поясом и проезжей частью в виде
двухъярусной ортотропной плиты. Жесткий нижний пояс обес-
Рис. 7.53. Схемы двухпутных пролетных строений с ездой понизу
для мостов ВСМ
319
печивает внеузловое прикрепление поперечных балок двухпут-
ной проезжей части. Сечения элементов пролетных строений
унифицированы (табл. 7.5). Стойки и подвески Н-образного
сечения — из листов 2ВЛ 380 х 12 мм и ГЛ 626 х 12 мм.
Рис. 7.54. Пролетное строение длиной 66 м: 7 — коробчатый нижний пояс; 2
поперечные балки; 3 — блоки ортотропной плиты; 4 — поперечные святи.
5 — продольные связи
320
га
Рис. 7.55. Конструкция проезжей части двухпутного пролетного строения
с ездой понизу на балласте
Таблица 7.5
Поперечные сечения
элементов стальных решетчатых пролетных строений ВСМ
'I 9453
321
Материал основных несущих элементов—прокат низколегированных
конструкционных сталей марок 15ХСНД-2 и 10ХСНД-2, для листов
балластного корыта — коррозионностойкая сталь с основным слоем
из низколегированной стали марки 09Г2С и плакирующим слоем из
стали марки 12Х18Н10Т. Заводские соединения выполняют на сварке,
монтажные соединения — на ВПБ. Конструктивные показатели про-
летных строений приведены в табл. 7.6. Пролетные строения монтиру-
ют навесным и полунавесным способами.
Следует иметь в виду, что при бесстыковом пути конструкции
моста и рельсовый представляют собой элементы единой взаи-
модействующей системы, в которых возникают дополнительные
усилия от температурных и силовых воздействий. При этом в
рельсах продольные усилия могут настолько возрастать, что
устройство бесстыкового пути становится невозможным. Поэто-
му на ВСМ предпочтение следует отдавать тем схемам и конст-
рукциям мостов, где в рельсах создаются наименьшие дополни-
тельные напряжения. Для этого, в частности, можно применять
специальную проезжую часть, в которой обеспечивается мини-
мум усилий в бесстыковом пути от совместнойего работы с кон-
струкциями моста.
Таблица 7.6
Основные показатели проекта
решетчатых двухпутных пролетных строений ВСМ
Геометрические размеры, м Масса металла, т Объем железо бетона тротуа- ров, м
Расчет- ный пролет Полная длина пролет- ного строе- ния Рассто- яние между фермами Стро- ительная высота в пролете Главные фермы, связи Орто- тропная плита Высоко- прочные болты Опор- ные части
66 67.1 348 145 12 11,0 12
88 89.1 530 190 15 15,5 16
НО 111,1 10,8 2 730 240 20 15,5 20
2x110 221,1 1390 480 40 31,0 40
110 + 353,1 2350 770 65 52,3 64
+ 132 +
+ 110
322
Глава 8. Арочные пролетные строения
8.1. Основные особенности и область применения
Основными несущими элементами в подобных мостах слу-
жат арки, передающие на опоры не только вертикальное дав-
ление, но и распор, а при отсутствии шарниров в опорных
сечениях — также изгибающие моменты. Наличие распора и
опорных моментов приводит к уменьшению изгибающих мо-
ментов в арке по сравнению с однопролетной балкой той же
длины. В силу этого поперечные сечения оказываются мень-
шими, а перекрывающая способность — большей, чем для
балочной системы.
Особенно значительно снижение расчетных изгибающих
моментов в бесшарнирных арках, где также наиболее равно-
мерно распределяются усилия по их длине (рис. 8.1). Это облег-
чает конструирование и позволяет найти более экономичное
решение. В результате защемления пят арок в таких конструк-
циях повышается жесткость
менной нагрузкой. Однако
на опоры при этом, помимо
вертикального и горизон-
тального давления арок, пе-
редаются изгибающие мо-
менты. Бесшарнирные арки
наиболее чувствительны к
изменениям температуры,
смещениям и неравномерным
осадкам опор. Дополнитель-
ные усилия от действия этих
факторов в бесшарнирных
арках наибольшие.
Введение шарниров при-
водит к увеличению изгиба-
ющих моментов в арках
(между шарнирами), но од-
новременно уменьшает до-
и уменьшаются прогибы под вре-
Рис. 8.1. Вид эпюр изгибающих момен-
тов в арках различных статических
схем: 0 — бесшарнирных; 1 — одно-
шарнирных; 2 — двухшарнирных;
3 — трехшарнирных
323
полнительные усилия от действия температуры, смещений и
неравномерных осадок опор. Особенно значительно возраста-
ют моменты в одношарнирных арках, для которых характерна
наибольшая неравномерность распределения усилий по длине.
Чувствительность к действию температуры и неравномерным
осадкам опор в них снижается незначительно. Поэтому в стро-
ительстве металлических мостов одношарнирные арки не при-
меняют. В двухшарнирных арках величины изгибающих моментов
близки к моментам в бесшарнирной арке при заметном умень-
шении дополнительных усилий от действия температуры и не-
равномерных осадок опор. Трехшарнирные арки вообще не чув-
ствительны к этим факторам при относительно небольшом уве-
личении усилий по сравнению с двухшарнирными арками.
С увеличением числа шарниров возрастают прогибы и воз-
никают переломы продольного профиля проезжей части на мосту
под действием временной нагрузки, что приводит к увеличе-
нию динамического воздействия временной нагрузки. Особен-
но заметны переломы продольного профиля при наличии шар-
нира в замке. Поэтому в железнодорожных мостах подобного
избегают. Трехшарнирные арки оказываются целесообразны-
ми в мостах под автодорогу и при недостаточно прочных грунтах
в основаниях опор. Таким образом, в металлических мостах
применяют преимущественно пролетные строения с двух- и
трехшарнирными арками.
Арки могут конструироваться сплошностенчатыми и решет-
чатыми (сквозными). Последние широко применяли раньше для
перекрытия средних и больших пролетов. Преимущества сплош-
ностенчатых арок (рис. 8.2, а, б) — относительная простота
конструкции и изготовления, небольшое число стыков — оп-
ределили их предпочтительность в современных условиях.
Величина пролетов, перекрытых в настоящее время сплошно-
стенчатыми арками, превысила 300 м, разработаны проекты
мостов с такими конструкциями, перекрывающими пролеты
свыше 600 м.
Поперечное сечение арок при небольших пролетах принима-
ется Н-образным, при средних и больших — коробчатым, и в
отдельных случаях — кольцевым (трубчатым). Для повышения
324
Рис. 8.2. Очертание мостовых арок различного типа: 7 — продольные связи
в уровне проезжей части; 2 — то же, между арками; 3 — поперечные
связи между надарочными стойками
жесткости сплошностенчатых арок иногда их защемляют в опо-
рах, переходя к бесшарнирной схеме. При относительно неболь-
шой их жесткости дополнительные напряжения от изменения
температуры и осадок опор не достигают значительных величин.
Мосты с решетчатыми арками (рис. 8.2, в, г) сложнее по
конструкции и более трудоемки в монтаже, чем со сплошными
стенками. Однако при значительных пролетах и тяжелой вре-
менной нагрузке они оказываются более экономичными по
расходу металла. Кроме того, жесткость сквозных арок выше
вследствие большей их геометрической высоты, чем сплошнос-
тенчатых. Поэтому сквозные арки применяют для перекрытия
больших пролетов не только в автодорожных, но и в железно-
дорожных мостах. Мосты с решетчатыми арками устраивают
шарнирными, так как высокая жесткость сквозных арок при
защемлении пят в опорах приводит к значительным усилиям в
них от изменения температуры и неравномерных осадок опор.
Криволинейность арки, основного несущего элемента, оп-
ределяет необходимость устройства специальной конструкции
для поддержания проезжей части. Наиболее благоприятно в
конструктивном и архитектурном отношениях расположение
проезжей части в уровне верха арок (см. рис. 8.2, а, б). При
этом в пролетном строении удается рациональным образом
скомпоновать арки, надарочную конструкцию и проезжую часть,
а также понизить положение пят арок и тем самым уменьшить
неблагоприятное воздействие распора на опоры моста.
325
Езда поверху, однако, не всегда возможна из-за необходи-
мости обеспечить требуемый подмостовой габарит при фикси-
рованных отметках проезда на мосту и на подходах. Это вы-
нуждает переходить к конструкциям с ездой посередине (см.
рис. 8.2, в) или понизу (см. рис. 8.2, г). Переход к расположе-
нию езды в пониженном уровне может быть также вызван
недостаточным просветом между уровнем воды или верхом
подмостового габарита и проезжей частью для размещения арок
допустимой пологости. Увеличение стрелы арки понижением
ее пят ограничено, так как пяты арки должны возвышаться
над наивысшими уровнями воды и ледохода.
При езде понизу или посередине проезжая часть, соединен-
ная с арками, препятствует их деформациям, работает как
затяжка и воспринимает распор. Для предотвращения этого
на участке проезжей части и в ветровых связях, расположен-
ных ниже арок, могут устраиваться разрезы.
Считается, что по архитектурным качествам арочные мос-
ты с ездой понизу или посередине уступают строениям с ездой
поверху. Арки, возвышаясь над проезжей частью и разбивая
ее на изолированные полосы, уменьшают полезную ширину
мостового полотна, стесняют движение, ухудшают обозрение.
Неблагоприятное впечатление производит нависающие над
проезжей частью конструкции связей. Поэтому применение
арочных мостов с ездой понизу или посередине для городских
мостов требует тщательного архитектурного продумывания и
сопоставления с вариантами других систем.
В целом расход металла в арочных мостах, как показыва-
ет опыт проектирования, оказывается меньшим, чем в балоч-
ных мостах, особенно при больших пролетах (длиной свыше
200...250 м). При оценке рациональности применения ароч-
ных мостов, помимо расхода металла на пролетные строе-
ния, необходимо учитывать и другие факторы.
Арочные пролетные строения значительно сложнее балоч-
ных конструкций. Длины и сечения их элементов зависят не
только от перекрываемого пролета, но и от стрелы арки, ко-
торая может меняться в широких пределах, а также от очерта-
ния оси свода. Поэтому типизация конструкций затруднена, и
326
сооружение их ведется в основном по индивидуальным проек-
там. Большое число элементов и стыков, разнообразие типов
сечений, длин и иных геометрических характеристик усложня-
ет изготовление арочных конструкций на заводах.
Наличие распора приводит к увеличению размеров и мате-
риалоемкости опор арочных мостов по сравнению с балочны-
ми, особенно при неблагоприятных грунтовых условиях. В от-
дельных случаях приходится отказываться от применения ароч-
ной системы.
При сооружении арочных мостов требуется более высокая
точность изготовления и монтажа, так как отклонение от про-
ектных размеров в геометрии арок может привести к суще-
ственным изменениям усилий в системе.
Характерной особенностью арочных пролетных строений
является S-образный прогиб при несимметричном загружении
временной нагрузкой, особенно заметный при применении
современных марок сталей, прочность которых используется
полностью.
Вследствие указанных особенностей арочные мосты под же-
лезнодорожную нагрузку при малых и средних пролетах усту-
пают балочным и даже при хороших грунтовых условиях при-
меняются редко. При пролетах свыше 150...200 м и при благо-
приятных грунтовых условиях в основании опор влияние не-
достатков арочных мостов становится менее заметным, что по-
вышает их конкурентоспособность с другими системами.
Применение арочных сооружений в городах, особенно в
железнодорожных мостах, также является предпочтительным
в силу их высоких архитектурных качеств. Ярким примером
этого служат два однотипных моста через Москва-реку в Луж-
никах — Красно лужский и Андреевский. Пологие серповид-
ные арки делают их силуэты легкими и прозрачными. Интере-
сен также Большой Каменный мост, перекрывающий Москву-
реку легкими сплошными пологими арками с ездой поверху.
Пологость арок в мостах, характеризуемая отношением f/l,
влияет на расход материалов на пролетные строения и опоры,
а также на внешний вид, и колеблется в широких пределах,
примерно от 1/2,5 до 1/18. В большинстве случаев она изменя-
327
ется более ограниченно — от 1/6 до 1/10. В железнодорожных
мостах минимальный расход металла соответствует пологости
примерно 1/5. Пологие арки, как правило, выглядят лучше
крутых, однако при этом увеличивается распор, что приводит
к усложнению и удорожанию опор. Кроме того, пологие арки
более чувствительны к температурным воздействиям. Чем по-
ложе арка, тем больше вертикальные перемещения ее замка
при изменениях температуры и большее влияние имеет измене-
ние кривизны арки.
Очертание оси арки при заданном пролете и стреле целесо-
образно задавать из условия минимума добавочных моментов
в сечениях арки, которые возникают от несовпадения оси арки
с кривой давления. Так как очертание кривой давления зави-
сит от положения временной нагрузки на пролетном строе-
нии, то абсолютного совпадения достигнуть невозможно. По-
этому на практике стремятся обеспечить наименьшие отклоне-
ния оси арки от крайних положений кривой давления, возни-
кающих при загружении временной нагрузкой каждого из
полупролетов, принимая за среднее положение кривой давле-
ния кривую, полученную при загружении всего пролета посто-
янной и половиной временной нагрузки. В металлических
мостах, материал которых одинаково хорошо работает на
восприятие осевых сил и изгибающих моментов, отклонение
оси арки от оптимального очертания не существенно. Поэто-
му ось арки можно очертить по кривой давления только от
постоянной нагрузки.
При равномерно распределенной нагрузке кривая давления
имеет форму квадратной параболы. Однако из-за ее перемен-
ной кривизны затрудняется унификация узловых соединений, а в
сквозных арках — унификация длин элементов решетки. От это-
го недостатка свободны арки, очерченные по круговой кривой,
что объясняет их широкое применение наряду с параболически-
ми. В то же время круговые арки уступают параболическим по
расходу металла. Утяжеление тем больше, чем более заметно
отклонение очертания оси от квадратной параболы. При поло-
гих арках это различие незначительно, и очертание оси арок по
круговой кривой может быть вполне оправданным.
328
Если ось арки очерчена по кривой давления от собственно-
го веса, изгибающие моменты в ней вызываются только вре-
менной нагрузкой. Поэтому сечения арок в железнодорожных
мостах должны быть более жесткими и иметь большую высо-
ту, чем в автодорожных. Вместе с тем отклонение высоты се-
чения арок от оптимальной мало сказывается на расходе ме-
талла. Это позволяет в известных пределах варьировать высо-
ту сечения, назначая ее из архитектурных соображений или
условий изготовления, транспортировки и монтажа.
В многопролетных арочных мостах каждый пролет может
перекрываться отдельной аркой, работающей независимо от
других (рис. 8.3, а). Чтобы облегчить работу промежуточных
опор в данном случае, распор от постоянной нагрузки, пере-
дающийся на промежуточные опоры от смежных пролетных
строений, стараются уравновесить. Однако от временной на-
грузки, находящейся в одном пролете от опоры, на промежу-
точные опоры будет действовать неуравновешенный распор.
Поэтому опоры многопролетных арочных мостов при прочих
равных условиях всегда массивнее и дороже промежуточных
опор балочных мостов.
Рис. 8.3. Схемы многопролетиых арочных мостов
329
Освободить промежуточные опоры арочных мостов от дей-
ствия распора, облегчить и удешевить их можно, объединив
арки в неразрезную систему. Для этого концы арок смежных
пролетов соединяют шарнирно, не соединяя (рис. 8.3, б) или
соединяя (рис. 8.3, в) арки поверху. Способы опирания на
промежуточные опоры показаны на рис. 8.4. При таком реше-
нии на промежуточные опоры передается только вертикаль-
ное давление, и они могут иметь те же размеры, что и опоры
балочных мостов. Однако при этом распор в арках снижается,
а изгибающие моменты возрастают, что вызывает развитие по-
перечных сечения элементов арок и приводит к увеличению
расхода стали.
Воздействие распора при сохранении достоинств арочных
мостов можно уменьшить, использовав консольную систему.
Удачным примером такого решения является Троицкий мост через
Неву в Санкт-Петербурге, построенный в 1903 г. (рис. 8.5). Цен-
тральный пролет моста расчетной длиной 99,29 м перекрыт
трехшарнирным арочно-консольным пролетным строением с
консолями по 27,97 м, а крайние пролеты длиной по 56,65 м —
балочно-консольными конструкциями с консолями по 22,68 м.
На концы консолей арочной и балочных конструкций опира-
ются балочные подвесные пролетные строения длиной 33,26 м.
Рис 8.4. Узлы опирания на опоры неразрезных арочных пролетных стро-
ений: а — с раздельными пятовыми шарнирами; б — с единым шарниром
330
56,65 22,68 33,26 . 27,97
99,29 27,97 33,26 22,68 56,65
57.84 82,03 103,07 82.03 57,84
Рис. 8.5. Схема Троицкого моста в г. Санкт-Петербурге
Распор арок передается на промежуточные опоры, но величи-
на его благодаря разгружающему действию консолей меньше,
чем при однопролетной схеме. Использование арочно-консоль-
ной системы позволило получить экономичную конструкцию
моста, отличающегося высокими архитектурными качествами.
8.2. Мосты со сплошностенчатыми арками
В пролетных строениях арочных мостов с ездой поверху
надарочная конструкция включает стойки, опирающиеся на них
надарочные прогоны и поперечные балки (см. рис. 8.2, а, б).
Шаг стоек определяется условием минимального расхода ме-
талла на надарочную конструкцию и архитектурными сообра-
жениями. Наличие надарочных прогонов позволяет назначать
оптимальное расстояние между поперечными балками не за-
висимо от шага стоек.
В пределах замковой ча-
сти прогоны могут прохо-
дить над арками (рис. 8.6, а)
или располагаться в их
уровне (рис. 8.6, б, в). В пер-
вом случае упрощается кон-
струкция проезжей части в
середине пролета, во взором
и зрез ьем удается уменьшить
строительную высоту про-
летного строения в замке.
Возможно устройство
надарочной конструкции и
без надарочных прогонов.
В этом случае к стойкам
а
б
Рис. 8.6. Варианты сопряжения прогонов
331
Рис. 8.7. Поперечное сечение
надарочной конструкции без
надарочных прогонов: 1
поперечная балка; 2 — про-
дольная балка; 3— продоль-
ные связи; 4—верхний пояс;
5—стойка; 6 — нижний пояс
прикрепляют поперечные балки, на
которые опираются продольные бал-
ки, поддерживающие мостовое полот-
но (рис. 8.7). Над арками в уровне
проезжей части проходят горизонталь-
ные элементы (ветровые пояса), яв-
ляющиеся верхними продольными
связями. Поэтому продольные балки
необходимо устанавливать на попе-
речные ярусно. Об отрицательных осо-
бенностях такой этажной конструк-
ции проезжей части говорилось в
главах 3, 7.
При воздействии температуры дли-
на арки изменяется, и ее узлы пере-
мещаются по вертикали, так как про-
лет, определяемый расстоянием меж-
ду центрами опорных узлов, остает-
ся неизменным. Надарочные прого-
ны и продольные балки проезжей
части при этом деформируются вдоль
своей оси. В результате верхние концы стоек смещаются отно-
сительно нижних концов, и в стойках возникают дополнитель-
ные напряжения. Они вызываются также совместной работой
арок и надарочной конструкции. Если соединить стойки с ар-
ками и прогонами не жестко, а шарнирно, дополнительные
напряжения в стойках возникать не будут. Во многих случаях
достаточно только шарнирно соединить наиболее короткие стойки
(см. рис. 8.6, а), находящиеся в местах, где дополнительные
напряжения от указанных факторов оказываются наиболее
высокими.
Стойки, кроме изгиба в плоскости арок, испытываю! изгиб
в поперечном направлении вследствие деформаций попереч-
ных балок и из-за различного прогиба соседних арок под вре-
менной нагрузкой. Он возрастает с увеличением ширины мо-
ста и расстояния между соседними стойками. Для устранения
дополнительных напряжений от изгиба не только в плоскости
332
арок, но и в поперечном направлении, опирание стоек в мос-
тах больших пролетов при большой ширине устраивают с
шаровыми шарнирами, обеспечивающими возможность свобод-
ного поворота в любом направлении.
При сопряжении проезжей части на пролетном строении и
опорах крайние стойки можно устанавливать вплотную к опор-
ным узлам (рис. 8.8, а) или с помощью специальных переходных
балок, опирающихся на крайние стойки и опоры (рис. 8.8, б).
Первое решение, широко применяемое в автодорожных мос-
тах, конструктивно наиболее простое. Однако оно имеет недо-
статок — различную величину вертикальных деформаций легких
стоек и массивных опор от действия температуры и под нагрузкой.
Это приводит к образованию в проезжей части «порога» у опор и
увеличенному динамическому воздействию нагрузки, особенно же-
лезнодорожной. Поэтому в железнодорожных мостах сопряжение
устраивают с помощью переходных балок (см. рис. 8.8, б).
Для обеспечения пространственной неизменяемости арочных
пролетных строений, предотвращения потери арками устойчиво-
сти и восприятия поперечной нагрузки в них, подобно балочным
конструкциям, устраивают системы связей (см. рис. 8.2, а, б).
В мостах с ездою поверху устанавливают нижние продоль-
ные связи между арками и верхние в плоскости проезжей
части.При высоких арках нижние связи могут устраиваться в
плоскости обоих поясов арок. В широких автодорожных мос-
Рис. 8.8. Варианты сопряжения арки с устоем моста
333
тах с жесткой железобетонной или ортотропной плитой проез-
жей части роль верхних продольных связей выполняет проез-
жая часть. При этом в ее уровне могут устанавливаться лишь
монтажные связи, необходимые во время сборки надарочной
конструкции. Поясами нижних продольных связей служат арки,
верхних — надарочные прогоны, а при их отсутствии — спе-
циальные ветровые пояса, устанавливаемые в плоскости арок.
Поперечная нагрузка передается верхними продольными
связями на арки в середине пролета, крайние стойки, объеди-
ненные поперечными связями, или непосредственно на опоры.
При устройстве поперечных связей между всеми стойками
создаются наиболее благоприятные условия для передачи по-
перечной нагрузки, что позволяет отказаться от установки
верхних продольных связей. Поперечная нагрузка с проезжей
части будет передаваться с каждой панели поперечными свя-
зями на нижние продольные связи между арками. Однако при
установке поперечных связей в плоскости всех стоек внешний
вид моста ухудшается, так как решетки их связей при взгляде
со стороны накладываются друг на друга, создавая неблагоп-
риятное впечатления запутанности и загроможденное™ кон-
струкции. Поэтому в городских и автодорожных мостах огра-
ничиваются постановкой поперечных связей только в плоско-
сти крайних стоек, наиболее близких к опорам.
В отдельных случаях в автодорожных мостах вообще отка-
зываются от устройства поперечных связей. В этом случае
поперечная горизонтальная нагрузка с верхних продольных
связей может передаваться на опоры различными способами.
Можно передать ее через замок арки на нижние продоль-
ные связи между арками и далее на опоры моста. Имеется
решение с жесткими рамами, образуемыми стойками и попе-
речными балками. Для обеспечения необходимой жесткости
рам сечения стоек могут быть увеличены.
Горизонтальная поперечная нагрузка может быть передана
верхними продольными связями непосредственно на опоры моста.
Подобный способ использован па арочном мосту через реку
Ниагара (США), высота стоек в котором достигает 44 м (рис.
8.9, а). Для этого диагонали крайней панели верхних продоль-
334
a
Рис. 8.9. Мост через р. Ниагара: а — общий вид; б — узел сопряжения арок
с устоями (план); 1 — арка; 2 — шарниры в устое; 3 — продольные связи
ных связей заведены в опору и закреплены от перемещений в
поперечном направлении (рис. 8.9, б). При достаточной жестко-
сти арок в автодорожных мостах возможен отказ и от нижних
продольных связей с передачей всей горизонтальной нагрузки
на опоры непосредственно арками.
В качестве примера одного из крупнейших в мире арочных
мостов со сплошностенчатыми арками можно привести мост
через водохранилище на реке Влтава в Чехии (рис. 8.10, а), пе-
рекрывающий зеркало воды одним пролетом. Для расположе-
ния пят арок выше горизонта воды, уменьшения расчетного про-
лета и получения приемлемой пологости стальных арок в каче-
стве их опор использованы железобетонные консоли, заделан-
ные в фундаменты. Пятовые шарниры установлены на концах
консолей. Пролет арок составил 330 м при стреле 42,5 м. Одна-
ко при непосредственном опирании арок на опоры и устрой-
стве пятовых шарниров выше зеркала воды арки оказывались
слишком пологими, и потребовалось сооружение мощных усто-
ев, способных воспринять возникающий при этом распор.
335
Рис. 8.10. Мост через водохранилище на р. Влтава: а — общий вид; б —
поперечные разрезы пролетного строения; в — поперечное сечение арки;
г — узел опирания арки; 1 — железобетонные консоли; 2 — пакеты пояс-
ных листов; 3 — верхние пояса сварных двутавровых балок; 4 — стенки
балок; 5 — продольные ребра жесткости
В поперечном сечении поставлены две сплошностенчатые
коробчатые арки (рис. 8.10, б), оказавшиеся с учетом стоимо-
сти изготовления и монтажа экономичнее сквозных.Расстоя-
ние между осями арок составило 13 м. Между собой арки свя-
заны двумя ярусами продольных связей в уровне верхнего и
нижнего поясов, а также сквозными поперечными связями.
Сечение арок (рис. 8.10, в)составленоиз двух сварных дву-
тавров высотой 5048 мм со стенкой толщиной 14 мм и пояса-
ми сечением 400 х 24 мм, объединенных горизонтальными
пакетами поясных листов сечением 1400 х 22 мм. Число лис-
тов зависит от действующих усилий и меняется по длине арок
от одного до трех. Из-за сложности сварки толстых листов
336
пакеты прикреплены к двутаврам на заклепках. По высоте дву-
тавры составлены из двух монтажных блоков. Каждая стенка
арок укреплена пятью продольными ребрами жесткости из
уголков сечением 150 х 100 х 10 мм. Три ребра приварены с
внутренней стороны коробок, а два — с наружной для улуч-
шения внешнего вида однообразной плоской лицевой поверх-
ности высоких арок.
Стойки выполнены из стальных труб диаметром от 450 до
1000 мм с толщиной стенок от 10 до 14 мм и сопрягаются с
арками и надарочными прогонами с помощью литых шаро-
вых шарниров (рис. 8.10, г). Для уменьшения колебаний стоек
от действия ветра, замеченных при монтаже, внутренние поло-
сти стоек заполнены гравием. Шаг стоек — 23,4 м.
Проезжая часть состоит из надарочных прогонов высотой
1750 мм, поперечных балок высотой 917 мм, расставленных с шагом
2,6 м, и железобетонной плиты толщиной 160 мм. При помощи
жестких упоров плита включена в совместную работу со сталь-
ными поперечными балками, образуя сталежелезобетонную
конструкцию проезжей части. Горизонтальная продольная на-
грузка передается проезжей частью на арки в замке, попереч-
ная— на арки в замке, оголовки арочных опор и устои.
Удачно применена сплошностенчатая арочная система в
расположенном в центре Санкт-Петербурга Биржевом мосту
через реку Малая Нева. Пятипролетный мост имеет симмет-
ричную схему разбивки с плавным увеличением длины проле-
тов к середине моста. Центральный пролет величиной 46 м
перекрыт разводным строением раскрывающейся системы,
работающим в наведенном положении по схеме трехшарнир-
ной арки. Примыкающие к разводному стационарные, а также
крайние пролеты длиной соответственно 40,8 м и 35,2 м пере-
крыты двухшарнирными арочными строениями. Их примене-
ние для перекрытия стационарных пролетов позволило сде-
лать менее заметной большую толщину опор разводного про-
лета, размеры которых определились из условий размещения
внутри опор противовесов.
Цельносварные арочные строения, перекрывающие стаци-
•шарныепролеты по 40,8 м и 35,2 м, конструктивно одинако-
'2-9453
337
вы. В поперечном сечении поставлены четыре коробчатые арки.
Размеры поперечных сечений крайних арок — 724 х 932 мм,
средних — 832 х 955 мм. Проезжая часть включает попереч-
ные балки, расставленные с шагом 5,8 м, продольные балки,
установленные в плоскости арок, и железобетонную плиту
толщиной 140 мм.
При установке стоек с шагом 5,8 м, равным расстоянию
между поперечными балками, возникло бы зрительное несоот-
ветствие большого шага стоек с остальными пропорциями моста.
Поэтому шаг 5,8 м принят только на средних арках, а на край-
них (фасадных) устроены дополнительные (ложные) стойки,
прикрепленные только к аркам своими нижними концами. Это
зрительно уменьшило расстояние между стойками до 2,9 м и
придало элементам пролетных строений пропорциональность,
а силуэту моста законченную выразительность.
Роль верхних продольных связей в рассматриваемом при-
мере выполняет железобетонная плита проезжей части. По
архитектурным соображениям от нижних продольных и по-
перечных связей было решено отказаться. Необходимая про-
странственная жесткость пролетных строений и передача по-
перечной ветровой нагрузки на жесткие коробчатые арки обес-
печиваются трехпролетными поперечными рамами, образуе-
мыми стойками и поперечными балками. Для повышения
жесткости рам узлы присоединения поперечных балок к стой-
кам усилены. Все заводские и монтажные соединения выпол-
нены на сварке.
Широкое внедрение вычислительных средств, новых сварных
заводских и монтажных соединений, технологических приемов
изготовления и сборки создало предпосылки для разработки
принципиально иных конструкций арочных мостов. В частно-
сти, за рубежом находят применение трубчатые арки, в отдель-
ных случаях заполненные внутри бетоном. Трубчатое сечение,
обладая одинаковым моментом инерции во всех плоскостях,
является идеальным при работе на сжатие. Серьезный недоста-
ток этих конструкций — сложность узловых соединений, что в
частности препятствовало их применению в эпоху господства
заклепочных соединений. Заметим, что первый в СССР трубча-
338
тый мост с алюминиевыми арками пролетом 32,7 м был соору-
жен в 1969 г. в Ленинграде через канал Грибоедова.
Примером конструкции из трубчатых арок может служить
автодорожный мост в Чехии пролетом 67,5 м (рис. 8.11). Ос-
новным несущим элементом пролетного строения является
стальная арка кольцевого сечения диаметром 900 мм и тол-
щиной стенки 30 мм. Для повышения ее несущей способности
и устойчивости внутренняя полость заполнена бетоном. Ось
арки очерчена по дуге радиусом 74,45 м. Через 6 м на арку
опираются наклонные стойки треугольного очертания, име-
ющие размер поверху, равный 4300 мм. Применение наклон-
ных стоек позволило снизить распор и уменьшить размеры
опор. Стойки поддерживают монолитную железобетонную
плиту проезжей части.
В одном из вариантов проекта моста Милло через реку Тарн
во Франции арочным пролетным строением со сталежелезобе-
Рис. 8.11. Автодорожный мост в Чехии с трубчатыми арками
339
Рис. 8.12. Вариант из проекта моста Милло: а — вид моста по фасаду; б —
поперечный разрез в замке арки; в — то же, в пятах; / — трубчатая арка;
2 — железобетонная оболочка
тонной трубчатой аркой перекрывается рекордный по величи-
не пролет 602 м (рис. 8.12). Основным элементом конструкции
служит стальная трубчатая арка диаметром 7200 мм. Имею-
щая сравнительно небольшую массу и достаточную несущую
способность, стальная арка используется затем для бетониро-
вания наружной железобетонной оболочки с доведением диа-
метра трубчатого комбинированного сечения до 8000 мм. Стойки
и проезжая часть выполнены из железобетона.
340
8.3. Мосты с решетчатыми арками
При увеличении длины перекрываемых пролетов эффектив-
ность сплошностенчатых арок снижается. Возрастание высоты
арок из условий жесткости и несущей способности приводит к
необходимости их разделения на монтажные блоки не только
по длине, но и по высоте. Возникают трудности сварки тол-
стых листов. Трудоемкость изготовления и монтажа существенно
увеличиваются.
Из-за действия в арках изгибающих моментов прочность
металла может использоваться полностью только в крайних
волокнах сечений. Чем сечение выше, тем менее эффективно
используется металл в стенках и тем тяжелее становится сплош-
ностенчатая арка по сравнению со сквозной конструкцией.
Решетчатые арки имеют три крупнейших в мире арочных
моста — через реку Годж в Западной Виргинии пролетом 518,3 м,
Килл ван Кулл в Нью-Йорке пролетом 510,5 м и через Сид-
нейский залив в Австралии пролетом 502,9 м.
Двухъярусный мост через реку Годж с ездой поверху (рис. 8.13, а)
построен в 1977 г. Его достопримечательностью является высота
проезжей части над уровнем воды в реке — 267 м. По данному
показателю это второе в мире сооружение после моста через
реку Арканзас в США (321 м). Мост имеет стальные сквозные
арки и надарочное строение, опирающиеся на относительно тон-
кие железобетонные стоечные промежуточные опоры.
Основными несущими элементами пролетного строения мо-
ста Килл ван Кулл (рис. 8.13, б) являются две двухшарнирные
сквозные арки, расстояние между которыми равно 22,5 м. Шар-
ниры помещены на оси нижнего пояса, имеющего стрелу 81 м
или 1/6,3 пролета. Высота арок в замке 11 м, у пят — 21 м.
Недостатком принятой конструкции является неравномер-
ное распределение продольного усилия в арке между поясами,
особенно у пят. Здесь почти все усилие передается на нижний
пояс, непосредственно опирающийся на опоры.
Пролетное строение моста через Сиднейский залив (рис. 8.13, в)
также имеет две решетчатые арки, поставленные на расстоянии
30 м друг от друга. Высота арок в замке составляет 18,3 м, в
пятах — 57,23 м. При принятых размерах верхний пояс арок
341
Рис. 8.13. Крупнейшие арочные мосты мира: а - через реку Годж (США);
б — Килл ван Кулл (США); в — через Сиднейский залив (Австралия)
располагается по всей длине выше проезжей части с учетом
обеспечения требуемого габарита. В плоскости крайних стоек
образованы порталы. Такое очертание арок называется порталь-
ным и имеет такие же недостатки, как у конструкции, описан-
ной выше.
При разработке конструкции сквозных арок важное значе-
ние имеет унификация элементов и узловых соединений. В ка-
честве примера можно привести пролетное строение под двух-
путную железную дорогу длиной 151,3 м, разработанное ин-
ститутом Проектсталъконструкция (рис. 8.14).
342
Рис. 8.14. Арочный железнодорожный мост пролетом 151,3 м: 1 — связи
по верхним поясам арок; 2 — связи по нижним поясам арок; 3 — разры-
вы продольных балок; 4 — связи по верхним поясам продольных балок;
5 — связи понизу ветровых поясов
С целью уменьшения типоразмеров элементов и узлов по
длине и рисунку монтажных отверстий очертание поясов на
протяжении средних восьми панелей принято по круговым
кривым с длиной элементов верхнего пояса на этом участке
11000 мм и нижнего пояса 10280 мм. При этом на протяжении
средних 10 панелей получились одинаковыми длины раскосов,
рисунок заклепочных отверстий в узлах арочных ферм и эле-
менты продольных и поперечных связей.
Принятый способ унификации длин элементов арочных ферм
обусловил переменный шаг подвесок, уменьшающийся к пя-
там арок. При стандартной панели проезжей части 5,5 м это
привело к внеузловому прикреплению поперечных балок к
ветровым поясам (прогонам), расположенным в плоскости арок.
343
В данном случае ветровые пояса воспринимают не только уси-
лия от горизонтальной поперечной нагрузки, но также изги-
бающие моменты от временной нагрузки, что потребовало
соответствующего увеличения их сечения. Всё элементы —
клепаные, Н-образные, выбранные из условия минимальной
трудоемкости при изготовлении.
Для освобождения ветровых связей и продольных балок
проезжей части от распора их разрезали в четвертой панели от
каждого конца пролетного строения так, чтобы не изменилась
передача горизонтальных поперечных и тормозных воздействий.
Достигается этой особой конструкцией центральных узлов
продольных связей, расположенных у четвертых от конца по-
перечных балок. Они воспринимают поперечную нагрузку со
стороны фермы связей между разрезами. Фасонка диагоналей
связей не доходит до нижнего пояса четвертой поперечной балки
на 40 мм, что необходимо для обеспечения независимых тем-
пературных деформаций проезжей части и связей, расположен-
ных между разрезами.
К фасонке через прокладку прикреплена планка, выступаю-
щая в форме зуба за ее пределы. Она входит в паз, образован-
ный вертикальными полками уголковых коротышей, прикле-
панных к нижней полке поперечных балок. Зуб не доходит до
вертикальных полок поясных уголков также на 40 мм. Угол-
ковые коротыши воспринимают поперечную нагрузку со сто-
роны связей, расположенных между разрезами. Продольные
усилия передаются за счет податливости подвесок и замыка-
ния указанных выше зазоров.
Разрезы продольных балок выполнены так же, как и в ба-
лочных пролетных строениях, а разрезы ветровых поясов —
по тем же принципам, что и разрезы балок.
Примером современной арочной конструкции с ездой посере-
дине может служить новый железнодорожный Андреевский мост
через Москва-реку в Лужниках, созданный в ОАО «Трансмост».
Пролетное строение с серповидными арками имеет длину
135 м и стрелу 21,35 м (1/6,3 длины пролета). Ее внешний
вид аналогичен двухпутному пролетному строению старого
моста начала XX в. Для обеспечения необходимого габари-
344
та и уменьшения распора от современной расчетной нагруз-
ки С14 стрела арок увеличена на 6,35 м по сравнению со
старой конструкций. Ось и пояса арок очерчены по круго-
вым кривым, что позволило упростить заводское изготовле-
ние. При сравнительно небольшой собственной массе по
сравнению с тяжелой железнодорожной нагрузкой, действу-
ющей с двух путей, отказ от параболического очертания арок
вполне обоснован.
При разработке проекта моста применены современные
подходы к проектированию металлических мостов. Конструк-
ции изготовлены из сталей марок 15ХСНД и 10ХСНД. За-
водские соединения выполняются на сварке, монтажные
на болтах. Разбивка на монтажные блоки произведена с
учетом эффективного использования заводского оборудо-
вания, уменьшения трудоемкости при сборке и упрощения
монтажных стыков.
Проезжая часть включает по две продольные балки под
каждый путь, размещенные между арками, и две попереч-
ные, опирающиеся на стойки или прикрепленные к подвес-
кам (рис. 8.15). Крайние панели проезжей части равны 7,4 м,
две следующие по 7,3 м. В центральной части длина панели
и шаг подвесок приняты равными 8,3 м. Конструктивно
проезжая часть не отличается от проезжей части двухпут-
ных балочных мостов: продольные балки высотой ниже
поперечных с постановкой столиков в нижних частях.
Сечения поясов арок — коробчатые с перфорированными
нижними листами, элементов решетки — Н-образные. Узловые
фасонки образованы за счет соответствующего развития верти-
кальных листов сечения поясов арки. Все монтажные стыки рас-
положены вне узлов, поэтому конструктивно узловые соедине-
ния выполнены на заводе и в завершенном виде составляют часть
сварных монтажных блоков верхнего или нижнего пояса. Между
ними (блоками) установлены небольшие монтажные блоки
вертикальных и диагональных элементов решетки арок. Макси-
мальная длина монтажного блока составляет 17,3 м, максимальная
масса — 16,7 т. Общая масса металла нового двухпутного ароч-
ного пролетного строения, рассчитанного под нагрузку С14,
345
Рис. 8.15. Конструкция Андреевского моста: а — фасад; б — разрез А А;
в — разрез Б—Б; 1 — арка; 2 — стойка; 3 — поперечные связи; 4
верхний пояс арки; 5 — нижний пояс арки; 6 подвеска
достигла 1457 т (9,93 т/м), в том числе: основные несущие
арки — 45 %, проезжая часть — 22 %, связи — 8 %, высокопроч-
ные болты — 3 %, опорные части — 5 %, прочие части — 17 %.
Принятый способ разделения конструкций и внеузловые
стыки (на фасонках-вставках) позволили упростить монтаж и
эффективно использовать возможности современных заводс-
ких технологий.
Глава 9. Пролетные строения
комбинированных систем и рамные мосты
9.1. Общая характеристика
Пролетные строения комбинированных систем могут обра-
зовываться двумя основными способами: объединением обыч-
ных (простых) систем; введением в состав простой системы
дополнительных элементов. Примеры комбинированных сис-
тем первого типа: сочетание балки с аркой, балки со сквозной
фермой, балки с арочным шпренгелем. Системы второго типа
могут образовываться, например, введением в обычную арку
затяжки, соединяющей опорные узлы.
Обычно такие системы не имеют преимуществ по сравне-
нию с простыми системами, в том числе и с балочной, по расходу
металла. Они более сложны по конструкции, более трудоем-
ким является их монтаж. Тем не менее они находят примене-
ние в ряде случаев, так как архитектурно весьма выразитель-
ны. Поэтому им отдают предпочтение в городских условиях.
Наиболее распространены комбинированные системы, в ко-
торых сочетаются балочная и арочная системы, причем и бал-
ки, и арки могут быть как сплошностенчатыми, так и сквоз-
ными. В случае езды понизу образуется система, в которой
распор арки воспринимается балкой. Тогда по характеру воз-
действия на опоры система внешне работает как балочная
безраспорная. Это позволяет значительно уменьшить стоимость
опор, особенно возводимых на недостаточно прочных грун-
тах, по сравнению с арочной системой. Свойства системы,
внешний вид, характер работы арки и балки во многом зави-
сят от соотношения жесткости ее компонентов. .
Если выполняется соотношение Е1.л/Е1^ > 80... 100, т.е. жест-
кость на изгиб арки значительно превышает жесткость балки, то
балка в основном работает на восприятие распора арки и назы-
вается затяжкой, а система — аркой с затяжкой (рис. 9.1, а, б).
Наличие арки определяет сохранение в такой конструкции осо-
бенности распорных арочных систем — S'-образного прогиба при
347
Рис. 9.1. Комбинированные системы на основе сочетания арок и балок
несимметричном загружении временной нагрузкой. Работа арки
и ее конструкция мало отличаются от обычных арочных мостов.
Но масса пролетного строения по сравнению с арочным распор-
ным увеличивается из-за дополнительного расхода металла на
устройство затяжек. Кроме того, уменьшение распора из-за де-
348
формаций затяжки приводит к увеличению изгибающих момен-
тов и утяжелению самих арок. Мала экономия металла и по
сравнению с балочными конструкциями.
Если затяжку расположить несколько выше опорных узлов,
получится пролетное строение с ездой посередине (рис. 9.1, в).
Такая конструкция по архитектурным соображениям была
принята при строительстве большого разводного железнодо-
рожного моста через реку Неву в Санкт-Петербурге, соору-
женного в 1912 г. В 1988 г. на его втором пути был возведен
новый мост, аналогичный по системе и внешнему виду. Нема-
лую роль в этом сыграли соображения архитектуры.
Если сечение затяжки увеличивать, развивая ее в высокую, жес-
ткую балку, то арку можно облегчить, сделать гибкой, способной
воспринимать только продольную сжимающую силу. При соотно-
шении моментов инерции балки и арки Е1^Е1& > 80... 100 попереч-
ная сила и изгибающий момент воспринимаются в основном бал-
кой. При этом возникает новая система, называемая гибкой аркой
с жесткой затяжкой или аркой с балкой жесткости (рис. 9.1, г).
Жесткая балка, работающая на изгиб и растяжение, дает воз-
можность внеузлового прикрепления балок проезжей части и тем
самым оптимизации балочной клетки по минимуму массы. При
средних пролетах наличие арки позволяет облегчить сечение балки,
сделать ее, например, двутавровой и упростить изготовление,
особенно в сварном варианте. Наличие балки жесткости облег-
чает монтаж при надвижке и сборке на отдельных опорах круп-
ными блоками. В такой конструкции арка работает только на
сжатие, поэтому ее элементы делают прямолинейными.
При достаточно прочных грунтах в основаниях опор может
оказаться выгодным применение балки, усиленной снизу гиб-
кой аркой, передающей распор на опоры (рис. 9.1, д). В дан-
ной конструкции распор не передается на балку жесткости, а
моменты меньше, чем в простой балке такого же пролета, что
позволяет сделать более экономичным сечение балки. Расход
металла на балку можно дополнительно уменьшить, если пе-
редавать ее вес на арку через временные монтажные шарниры.
Наличие балки жесткости позволяет осуществить внеузловое
прикрепление элементов проезжей части. Система обладает
благоприятным внешним видом.
349
Вместе с тем из-за S'-образного прогиба арки опорные реак-
ции балки жесткости могут быть знакопеременными, поэтому
ее опорные закрепления должны воспринимать отрицательные
опорные реакции. Следует отметить, что такой прогиб при
расположении временной нагрузки на части пролета требует
проверки прогибов арочных комбинированных систем. Это
ограничивает, но не исключает их использование в железнодо-
рожных мостах.
Комбинация балки жесткости и арки в трехпролетной безрас-
порной системе с ездой поверху приведена на рис. 9.1, е, посере-
дине — на рис. 9.1, ж. Последнее решение может оказаться ра-
циональным в случае недостаточного строительного просвета.
При одинаковых пролетах, высоте моста и нагрузке рас-
пор, передаваемый на балку жесткости при езде посередине
меньше, чем при езде поверху. Однако конструкция пролетно-
го строения сложнее, обладает уже описанными в главе 8 не-
достатками решетчатых систем с ездой понизу и посередине.
Распространены комбинированные системы, получаемые
усилением неразрезных балок над промежуточными опорами
подпругами в виде полуарок (рис. 9.1, з). На приопорных уча-
стках они передают распор на балку. Арки увеличивают высо-
ту конструкции в зоне действия максимальных отрицательных
моментов над промежуточными опорами, сокращая объем их
кладки. Одновременно увеличение жесткости в зоне действия
отрицательных моментов приводит к некоторому уменьшению
положительных моментов в пролетах.
Характер деформации пролетного строения в рассматрива-
емой системе определяется особенностью деформации арки при
ее несимметричном загружении, из-за чего балка жесткости
также имеет 5-образный изгиб. В ней действуют изгибающие
моменты разных знаков с преобладанием положительного мо-
мента вследствие деформаций подвесок и продольных деформа-
ций арки (рис. 9.2, а). Чтобы уменьшить расчетные положитель-
ные моменты, можно прикрепить арку к балке жесткости с экс-
центриситетом относительно ее оси. Благодаря этому распор бу-
дет вызывать в балке жесткости отрицательные моменты, вырав-
нивающие в ней расчетные изгибающие моменты (рис. 9.2, б).
350
Рис. 9.2. Эпюры изгибающих моментов в балке жесткости при загруже-
нии полупролета арки: 1 — ось балки жесткости; 2 — эпюра изгибаю-
щих моментов от загружения полупролета; 3 — эпюра моментов от экс-
центричной передачи на балку распора арки: 4 — суммарная эпюра
изгибающих моментов
Особенностью системы является возможность регулирова-
ния внутренних усилий с целью оптимизации напряженного
состояния и получения минимального расхода металла. Так,
при строительстве в г. Омске моста через реку Иртыш (1978 г.)
неразрезные балки надвинули в пролет, затем поддомкратили
их на временных опорах. После этого деформированное со-
стояние было зафиксировано с помощью арочных подпруг
(рис. 9.3). Искусственное создание в конструкции изгибающих
351
Рис. 9.3. Схема регулирования усилий в пролетном строении моста
через р. Иртыш в г. Омске
моментов обратного знака позволило уменьшить расчетные
изгибающие моменты при наиболее невыгодном положении
временной нагрузки.
Неразрезные балки можно усилить и при помощи решетча-
тых ферм с криволинейным нижним поясом (рис. 9.4, а). Это
позволяет облегчить работу балки на действие поперечной силы.
Кроме того, использование решетчатых подпруг благоприят-
но при навесной сборке пролетных строений.
Комбинированная система, предложенная профессором
К. Г. Протасовым, состоит из фермы с треугольной решеткой,
нижний пояс которой выполнен в виде жесткой балки. Она спо-
собна воспринимать изгибающие моменты от внеузлового при-
крепления поперечных балок проезжей части (рис. 9.4, 6). В та-
кой конструкции, как и в арке с жестким нижним поясом, можно
Рис. 9.4. Комбинированные системы на основе сочетания балок и ферм: а —
усиление неразрезной балки подпружными фермами; б — ферма с жестким
нижним поясом; в — то же, полигональная ферма
352
выбрать независимо оптимальные размеры как панели треуголь-
ной решетки фермы, так и панели проезжей части, не используя
дополнительные элементы в виде подвесок, стоек и шпренгелей.
Если в ней применить ферму с полигональным верхним
поясом, то получится система (рис. 9.4, в), внешне похожая на
изображенную на рис. 9.1, г, но имеющая иные статические
свойства и характер работы. В такой системе исключается 5-об-
разный прогиб от загружения временной нагрузкой части про-
лета, характерный для арок, что повышает ее жесткость. Мож-
но добиться изменения высоты фермы по закону изменения
изгибающих моментов в балке. Тогда усилия в панелях верх-
него пояса по его длине будут почти постоянны.
Очертание оси арки ио параболе приводит к относительно
небольшим расчетным усилиям в раскосах. Это облегчает кон-
струирование узлов, элементов решетки и верхнего пояса. Если
постоянная нагрузка существенно выше временной вертикаль-
ной, что характерно для большепролетных автодорожных
мостов, большинство раскосов решетки оказываются растяну-
тыми при любом положении временной нагрузки, что позво-
ляет выполнить их гибкими. Недостатком системы является
различная длина элементов решетки и наличие переломов вер-
хнего пояса во всех узлах, что затрудняет стандартизацию длин
элементов решетки и усложняет конструкцию узлов.
К комбинированным системам второго типа относятся так-
же все современные висячие и вантовые мосты, в состав кото-
рых, как правило, входит балка жесткости, но в данном учеб-
нике они не рассматриваются.
9.2. Арки с затяжкой
Арка с затяжкой — один из простейших видов комбиниро-
ванных систем. Ее применение в большинстве случаев обуслов-
лено более высокими архитектурными качествами по сравне-
нию с балочными конструкциями. По расходу металла, стоимо-
сти и трудоемкости изготовления и монтажа она уступает ба-
лочным пролетным строениям. Поэтому при проектировании
арки с затяжкой одна из важнейших задач состоит в упрощении
заводского изготовления для уменьшения трудозатрат и сто-
23—9453
353
имости. Примером ее решения может служит конструкция про-
летного строения под двухпутную железную дорогу, разрабо-
танная институтом Проектстальконструкция (рис. 9.5, а).
Пролетное строение расчетной длины 113 м включает сквоз-
ную арку, крайние узлы нижнего пояса которой соединены
затяжкой. Центры узлов верхнего и нижнего поясов располо-
жены на концентрических круговых кривых радиусами соот-
ветственно 94,76 м и 88,558 м, а сами элементы поясов —
прямолинейные. Длина панелей верхнего пояса арки — Им,
нижнего — 10,28 м. Исключение составляют крайние панели,
в которых стержни нижних поясов укорочены до 9,858 м для
того, чтобы крайние портальные раскосы решетки арок оказа-
лись вертикальными. При такой конструкции поясов расстоя-
ния между подвесками изменяются от 7,914 м до 10,263 м.
В случае прикрепления поперечных балок к узлам примы-
кания подвесок к затяжке возникло бы большое число типо-
размеров продольных и поперечных балок, а также узлов при-
крепления элементов балочной клетки. Поэтому было приня-
то решение о внеузловом прикреплении поперечных балок к
затяжке. При этом 19 панелей проезжей части имеют длину
5,498 м, а две крайние — по 4,269 м.
Подобное прикрепление привело к возникновению в за-
тяжке изгибающих моментов, что потребовало увеличить ее
сечение (рис. 9.5, б). Высота затяжки принята равной высоте
поперечных балок проезжей части, в ней имеются две ветви,
связанные поперечными диафрагмами и планками. Для вы-
равнивания усилий по длине затяжки и уменьшения положи-
тельных изгибающих моментов, преобладающих над отрица-
тельными, точка пересечения оси нижнего пояса арки с опор-
ным сечением смещена от оси затяжки на 200 мм вверх. Вслед-
ствие этого в затяжке возникают дополнительные отрицатель-
ные моменты, уменьшающие расчетные положительные от
временной нагрузки.
Продольные связи по верхнему поясу арок идут по всей длине
пролетного строения, связи по нижнему поясу не доведены до
концов пролетного строения по условиям габарита. Усилия с
нижней системы продольных связей передаются на опоры че-
354
A—A
a
Рис. 9.5. Схема пролетного строения под двухпутную железную дорогу
в виде арки с затяжкой (а) и конструкция балок проезжей части (б)
рез наклонные портальные рамы, устроенные в плоскости
крайних панелей нижних поясов. Арки объединены между собой
радиальными поперечными связями.
355
Продольные связи проезжей части размещены в уровне низа
затяжек. Тормозные рамы, передающие усилия с проезжей части
на затяжки, образованы жестким прикреплением продольных
связей, установленных в уровне затяжек, к нижним поясам
продольных балок и устроены в четвертях пролета. Чтобы умень-
шить изгиб поперечных балок в горизонтальной плоскости от
удлинения затяжек, продольные балки в середине пролетного
строения разрезаны.
Высота продольных балок балочной клетки — 1210 мм, по-
перечных — 1550 мм. Верхние пояса продольных и поперечных
балок размещены в одном уровне, «рыбки» по нижним поясам
продольных балок пропущены сквозь прорези в стенке попе-
речных. Последние прикрепляют к затяжкам с помощью угол-
ков и горизонтальных фасонок. Для равномерного распределе-
ния нагрузки между обеими ветвями затяжки между ними в плос-
кости поперечных балок поставлены поперечные диафрагмы.
Все элементы арок и подвески имеют Н-образное сечение.
При узловом прикреплении поперечных балок затяжка ис-
пытывает только растяжение от действия распора, и ее сечение
может быть сравнительно небольшим. Однако при постоянных
панели проезжей части и шаге подвесок длина панелей арок
получается переменной. Примером может служить конструкция
пролетного строения моста расчетным пролетом 100,48 м, зап-
роектированная институтом Ленгипротрансмост для крупного
железнодорожного моста (рис. 9.6).
Пролетное строение с ездой посередине имеет сквозную арку,
расстояние между поясами которой изменяется от 3,5 м в зам-
ке до 14,11 м над опорами. Элементы арки и затяжка имеют
коробчатое сечение, раскосы арочного заполнения — короб-
чатое и Н-образное, подвески — Н-образные. Шаг подвесок
равен 6,28 м. Поперечные балки прикрепляются к подвескам и
передают непосредственно на арки нагрузку проезжей части.
Пролетное строение выполнено из стали 15ХСНД, масса ме-
талла конструкций — 460 т.
В рассматриваемых пролетных строениях возможно исполь-
зование в качестве затяжки продольных балок и ортотропной
плиты проезжей части. Примером служит пролетное строение
356
Рис. 9.6. Пролетное строение моста под однопутную железную дорогу
моста через реку Майн в Германии (рис. 9.7). Каждая арка про-
летного строения выполнена из двух труб диаметром 2000 мм и
толщиной стенки 20 мм, связанных по всей длине продольной
диафрагмой, поставленной по оси арки.
357
Рис. 9.7. Схема, поперечный разрез и конструкция узла примыкания под-
вески к арке моста через реку Майн: I — трубчатые арки; 2 — диафраг-
мы; 3 — продольные ребра жесткости; 4, 5 — продольные и поперечные
диафрагмы; 6 — подвески; 7 — продольные балки
Стенки труб 1 усилены с внутренней стороны поперечными
диафрагмами 2 и продольными ребрами жесткости 3. Диафраг-
мы 4, 5 имеются и с наружной стороны трубчатых арок и слу-
жат для прикрепления подвесок 6. Концы подвесок приварены
непосредственно к ортотропной плите проезжей части, и с по-
мощью продольных фасонных листов включают в работу шесть
продольных балок проезжей части по всей ширине моста.
Как было отмечено, при использовании наклонных подвесок
и большой собственной массе строения элементы решетки ока-
зываются растянутыми, и их можно сделать гибкими. Такая кон-
струкция применена на мосту под совмещенную нагрузку через
морской залив в Дании (рис. 9.8). Главный пролет перекрыт
пролетным строением типа арки с затяжкой расчетной длиной
248,4 м. Распор жесткой арки воспринимается проезжей частью,
подвешенной к аркам на гибких наклонных стальных канатах.
Размещение транспортных путей в одном уровне несиммет-
рично, так как при симметричном расположении полос каждо-
го направления движения автомобильного транспорта по обе
стороны железнодорожного пути, создаются большие сложнос-
358
Рис. 9.8. Мост через морской залив в Дании: а — фасад; б — попереч-
ный разрез в середине пролета; в — поперечный разрез арки; 1 — арка;
2 — подвеска; 3 — консоль поперечной балки; 4 — ортотропная плита;
5 — балка жесткости
359
ти для развязки железной и автомобильной дорог на подходах
к мосту. Но несимметричное расположение транспортных пу-
тей привело к значительной неравномерности распределения тя-
желой железнодорожной нагрузки между арками: более 80 %
передается ближайшей к железнодорожному пути арке, и толь-
ко 20 % противоположной. Для лучшего вовлечения менее на-
груженной арки в совместную работу с более нагруженной обе
в средней трети объединены в единую конструкцию. Кроме того,
арки наклонены друг к другу под углом 13° к вертикали. При
этом расстояние между арками в замке составило 3,6 м, в то
время как в уровне проезда оно равно 23 м.
Использование наклонных подвесок позволило избежать
S'-образного прогиба пролетного строения и увеличить жест-
кость до требуемых для железнодорожной нагрузки значений.
В случае вертикальных подвесок прогиб от временной нагруз-
ки при принятых из условий прочности и устойчивости сече-
ниях арок оказывался недопустимо большим — 67 см или
1/370 пролета. Поэтому подвески были наклонены в обоих на-
правлениях под углом 55° к линии проезда.
Рассчитанные как раскосы балочной фермы с жестким верхним
поясом, подвески имеют двузначные линии влияния с относитель-
но небольшими отрицательными площадями. Работа на сжатие
таких подвесок исключается, если сжимающее усилие от времен-
ной нагрузки, размещенной в пределах отрицательного участка
линии влияния, не превышает растягивающего усилия от постоян-
ной нагрузки, распределенной вдоль всего пролета. Интенсивность
постоянной нагрузки от веса проезжей части со стороны железно-
дорожного пути оказалась для указанной цели недостаточной. Ее
пришлось искусственно увеличить специальным балластом, состо-
ящим из бетона и металлического лома, уложенным в 50 ящиков
размером 1,25 х 1,9 х 0,4 м, которые прикрепляли между продоль-
ными балками железнодорожного пути. Это позволило исключить
сжимающие усилия в подвесках и выполнить их гибкими из сталь-
ных канатов закрытого типа диаметром от 69 мм до 104 мм. Обе
арки имели одинаковые габаритные размеры 1,9 х 3 м. Однако
листы, составлявшие коробчатое сечение, со стороны железной
дороги были толще, чем со стороны автопроезда. \
360
Принятая конструкция арки с затяжкой и наклонными подвес-
ками не имела 5-образного прогиба, причем расчетный максимум
в середине пролета составил всего 12,7 см или 1/1955 пролета.
В отдельных случаях может оказаться рациональным реше-
ние, при котором распор распределяется между затяжками и
опорами моста. Интересные результаты были получены при
разработке проекта нового Андреевского моста, конструкция
которого описана выше.
При сечениях арки, подобранных из условий прочности и
устойчивости, и независимо работающей проезжей части, расчет-
ная величина прогиба от временной нагрузки составила 451 мм
или 1/299 длины пролета, что было недопустимо. Увеличение
сечений элементов арок незначительно сказывалось на умень-
шении деформаций. Так, при повышении площади сечения
верхнего пояса на 65 %, нижнего на 30 % прогиб уменьшился
только на 20 %. При этом масса металла возросла на 120 т.
Чтобы уменьшить прогибы от временной нагрузки, было
предложено заменить арочную систему комбинированной,
объединив проезжую часть и продольные связи с арками. Однако
это практически не сказалось на прогибах, они составили 449
мм. Одновременно продольные перемещения концов проезжей
части на устоях при загружении временной нагрузкой, выз-
ванные деформациями арок и перемещениями их узлов как по
вертикали, так и по горизонтали, возросли и достигли 120 мм.
Поэтому было решено дополнительно прикрепить шарнирно
проезжую часть к устоям, что позволило не только полностью
устранить продольные перемещения концов проезжей части,
но и уменьшить прогибы в четыре раза, доведя их до 114 мм
или 1/1184 длины пролета.
В конструкции использованы горизонтальные диафрагмы,
объединяющие проезжую часть и арки и обеспечивающие вклю-
чение проезжей части в совместную работу с арками. Диаф-
рагма выполнена в виде двутавра и присоединяется к аркам
по длине раскоса, расположенного под небольшим углом к
горизонтали. Продольные балки расположены выше диафраг-
мы и прикрепляются к ней косынками, приваренными к диаф-
рагме и присоединенными болтами к нижним поясам балок.
361
Анкерное крепление продольных балок на устоях запроек-
тировано в виде болта-шарнира (рис. 9.9). Продольные усилия
от постоянной нагрузки в анкерном закреплении не возника-
ют, так как оно выполняется после монтажа конструкции.
Фасад
-960 х 100 х 1000
Рис. 9.9. Узел крепления проезжей части к устою
362
Величина распора, воспринимаемого анкерным закреплением
каждой продольной балки от действия временной нагрузки,
достигает 3200 кН. Распор, передаваемый на устои непосред-
ственно аркой с учетом распора от постоянной нагрузки, со-
ставляет 25500 кН. Вертикальное усилие, воспринимаемое од-
ним болтом-шарниром, равно 750 кН.
Арки с затяжками с ездою понизу могут быть также нераз-
резными, если нет опасности неравномерных осадок опор. На
рис. 9.10, а показана схема моста под двухпутную железную
дорогу через р. Даугаву в г. Риге с неразрезным пролетным
строением типа арки с затяжкой. Жесткое объединение арок в
смежных пролетах привело к уменьшению расчетных усилий в
арках и затяжках и увеличению вертикальной жесткости про-
летного строения. По сравнению с балочным неразрезным про-
летным строением (рис. 9.10, б) принятый вариант требовал
металла на 327,6 т больше. Однако благодаря описанным выше
приемам типизации арок и некоторому увеличению сечения
затяжки, допускающей внеузловое. прикрепление поперечных
балок проезжей части, оказался более простым и дешевым в
изготовлении.
Рис. 9.10. Варианты многопролетного моста под железную дорогу: а —
с многопролетными арками с затяжками; б — в виде неразрезной
балочной фермы
363
9.3. Арки с балкой жесткости
Технологические и иные достоинства арки с балкой жест-
кости обусловили применение этой системы в мостах не толь-
ко под автомобильную, но и железную дорогу. Она исполь-
зована в цельносварном пролетном строении пролетом 66 м,
разработанном институтом электросварки имени академика
Е.О. Патона (рис. 9.11, а).
Особенностью конструкции является включение в совмест-
ную работу с затяжками продольных балок, имеющих одина-
ковую с ними высоту 1800 мм (рис. 9.11, б). Для этого служат
горизонтальные диафрагмы, расположенные по -концам про-
летного строения в уровне верхних поясов затяжек и продоль-
ных балок. Оси арок пересекаются с опорными сечениями в
уровне верхнего пояса, что создает эксцентриситет приложе-
ния распора к затяжке 900 мм и приводит к появлению отри-
цательных моментов, уменьшающих расчетные положительные.
Поскольку на продольные балки и затяжку передаются зна-
чительные продольные усилия, они имеют по длине всего два
стыка. Поперечные балки составлены из трех частей, прикреп-
ляемых к затяжкам и продольным балкам. Средняя часть по-
перечных балок приваривается на монтаже, крайние образуют
с парой балок (жесткости и продольной) монтажные блоки.
Элементы арок приняты Н-образного сечения, причем их
высота изменяется от 678 мм у опор до 800 мм в замке. Она
выбирается так, чтобы в узлах панели, примыкающие друг к
другу, имели одинаковую вертикальную проекцию. Подвески
имеют также Н-образное сечение.
При значительной жесткости и высокой несущей способно-
сти балка жесткости может быть усилена только одной аркой,
расположенной по ее оси (рис. 9.12). Такая конструкция может
оказаться рациональной при объединении балок проезжей части
и затяжки в единый пространственный ростверк.
Комбинированная система в виде арки с балкой жестко-
сти может применяться и при езде поверху. В этом случае
распор передается на опоры моста. При этом также может
оказаться рациональной конструкция с уменьшенным чис-
лом арок по сравнению с числом балок. Увеличенное число
364
12284
’ис. 9.11. Комбинированное пролетное строение под железную дорогу: а —
)бщий вид; б — поперечные разрезы; в — конструкция узла примыкания
подвески к арке; 1 — диафрагмы; 2 — монтажные швы
365
Рис. 9.12. Комбинированное пролетное строение с центральной аркой:
1 — арка; 2 — подвеска; 3 — балка жесткости; 4 — нижние продольные
связи; 5 — поперечные связи; 6 — ортотропная плита проезжей части
балок позволяет уменьшить строительную высоту в проле-
те, улучшить силуэт моста и более рационально использо-
вать железобетонную плиту проезжей части, упростить из-
готовление и монтаж. Такое решение использовано в конст-
рукции пролетного строения моста через реку Старый Днепр
в г. Запорожье (рис. 9.13, а). Балка жесткости образована
четырьмя балками, подкрепленными снизу только двумя
366
Рис. 9.13. Комбинированные пролетные строения в виде балки, подкреп-
ленной распорной аркой
арками Н-образного сечения. При больших пролетах, учи-
тывая работу балки жесткости на знакопеременный изгиба-
ющий момент, ортотропная проезжая часть может оказать-
ся целесообразнее железобетонной. Известны решения с ус-
тройством только одной арки, подкрепляющей балку про-
летного строения (рис. 9.13, б).
В автодорожных мостах с ездой поверху и посередине на-
ходят применение трехпролетные конструкции с распором,
передаваемым на концы балки жесткости с помощью под-
367
пружных полуарок. Последние располагают в крайних про-
летах (см. рис. 9.1, е, ж). При этом балка жесткости одновре-
менно играет роль затяжки.
Для того чтобы при езде посередине распор передавался на
балку жесткости только полуарками, необходимо обеспечить
независимость продольных деформаций балки жесткости и арки
в узлах их пересечения. Как это решается, можно увидеть на
примере конструкции пролетного строения моста через реку
Белая, перекрывающего пролеты 68 + 148 + 68 м (рис. 9.14).
Балка жесткости (затяжка) состоит из шести балок, расстав-
ленных на расстояниях 2 + 2,6 + 3 +2,6 + 2 м. Железобетонная
плита проезжей части с помощью жестких упоров включена в
совместную работу с балками.
Арки установлены посередине между каждой парой край-
них балок. При этом расстояние между осями арок оказалось
равным 10,2 м. Арки и полуарки полигональные, составлены
из прямолинейных стержней длиной 8,48 м. Узлы их располо-
жены на круговой кривой радиусом 115,04 м. Стрела арок —
26,9 м, замок возвышается над проезжей частью на 14,9 м.
Рис. 9.14. Пролетное строение моста через р. Белую
368
Распор каждой арки передается через полуарки на три бли-
жайшие балки через сплошной горизонтальный лист толщи-
ной 24 мм, прикрепленный к их нижним поясам. Концы полу-
арок заводятся между вертикальными фасонками, прикреплен-
ными к листам снизу с помощью уголков. Вертикальная со-
ставляющая усилия в полуарках передается балкам в каждом
узле через одну поперечную и две пары продольных верти-
кальных диафрагм, установленных в плоскости вертикальных
фасонок, прикрепляющих полуарку.
Чтобы обеспечить независимость деформаций арок и за-
тяжки, сопряжение балки с арками выполнено с помощью про-
дольно подвижной плоской опорной части. Для этого к узло-
вым фасонкам арки с помощью уголков прикреплен горизон-
тальный лист. На нем установлена нижняя опорная плита с
продольными закраинами. На плиту через опорный лист опи-
рается поперечная диафрагма, размещенная между крайними
балками затяжки. Такая конструкция обеспечивает возмож-
ность свободных относительных деформаций балки жесткос-
ти и затяжки.
9.4. Другие виды комбинированных систем
Помимо различного сочетания арок и балок, в комбини-
рованных системах встречаются и другие простые основные
системы. Одной из них является сочетание балки и стержне-
вой фермы. Примером может служить конструкция цельнос-
варного пролетного строения расчетной длиной 66 м под
железную дорогу, предложенная профессором К.Г. Протасо-
вым (см. рис. 9.4, б и 9.15).
Конструкция имеет панель главных ферм 16,5 м и панель
проезжей части 5,5 м. Разместив поперечные балки не только
в узлах, но и в третях панелей главных ферм (благодаря пре-
образованию нижнего пояса фермы в балку жесткости) созда-
ли наиболее экономичную проезжую часть при оптимальных
параметрах решетки главных ферм.
При разработке конструкции большое внимание уделялось
изготовлению конструкции. Балки жесткости имеют двутавро-
М -9453
369
Рис. 9.15. Пролетное строение конструкции профессора К.Г. Протасо-
ва: а — план верхних продольных связей; б — портальная рама; в
фасад; г — поперечный разрез; д — план нижних продольных связей;
е — план балочной клетки
вое сечение. Так как раскосы и верхние пояса в плоскости ферм
обладают значительной свободной длиной, им придано также
двутавровое сечение с максимальной жесткостью в вертикаль-
ной плоскости (рис. 9.16). Меньшая жесткость двутавровых се-
чений раскосов и верхнего пояса в горизонтальной плоскости
компенсируется уменьшением свободной длины элементов. Этого
достигли постановкой продольных связей в уровне верхних
поясов и поперечных связей в плоскостях сжатых и сжато-ра-
стянутых раскосов.
Для уменьшения положительных изгибающих моментов в
балке жесткости оси раскосов центрированы не на ее ось, а на
линию, расположенную на 750 мм выше. Возникающие в бал-
ке жесткости отрицательные моменты от действия продольно-
го усилия уменьшают положительные моменты от внеузлово-
го прикрепления поперечных балок проезжей части.
370
Рис. 9.16. Узлы пролетного строения конструкции профессора К.Г. Про-
тасова: а — нижний опорный узел; б — верхний промежуточный узел;
в — продольные связи между продольными балками; г — сопряжение ба-
лок проезжей части; д — сопряжение верхних поясов продольной и попе-
речной балок; е — примыкание поперечной балки к балке жесткости;
/ — вставка в стенку раскоса t = 20 мм; 2 — фасонки поперечных связей;
3 — поперечная балка; 4 — продольная балка; 5 — прокладка-клин
371
При принятой панели проезжей части усилия в продоль-
ных балках оказались заметно меньше усилий в поперечных.
Поэтому высота продольных и поперечных балок принята
различной.
Комбинированная система в виде фермы с жестким ниж-
ним поясом была использована при проектировании двухпут-
ных пролетных строений для высокоскоростных железных
дорог (см. п. 7.9). В них для уменьшения положительных из-
гибающих моментов в балке жесткости, имеющей коробча-
тое сечение, установлены подвески. Стойки, как и в обычной
стержневой ферме, уменьшают свободную длину сжатого вер-
хнего пояса. Проезжая часть выполнена в виде двухъярусной
ортотропной плиты, по которой устроено мостовое полотно
с ездой на балласте.
В пролетных строениях автодорожных мостов применяют
комбинированную систему в виде фермы с полигональным
верхним и жестким нижним поясами (см. рис. 9.4, в). Наличие
балки жесткости позволяет выбрать небольшим шаг попереч-
ных балок и отказаться от установки продольных балок про-
езжей части, осуществив опирание железобетонной или ортот-
ропной плиты проезжей части только на поперечные балки.
На мосту через реку Катунь пролетное строение типа изобра-
женного на рис. 9.4, а перекрывает пролеты 75 + 126 + 63 м
(рис. 9.17). На участках длиной 91 м над промежуточными опорами
балка усилена сквозными раскосными фермами, что привело к
уменьшению изгибающих моментов на этих участках и созда-
ло удобства для навесной сборки пролетных строений.
В поперечном сечении при полной ширине моста 10,4 м
приняты две главные балки с расстоянием между ними 5,52 м.
Верхний пояс балки образован горизонтальным листом ор-
тотропного настила толщиной 10 мм и приваренными к нему
продольными ребрами из уголков 160 х 100 х 10 мм. Угол-
ки узкими полками опираются на верхние пояса сквозных
поперечных связей, прикрепленных к ребрам жесткости глав-
ных балок.
Нижний пояс балок имеет ширину 520 мм и толщину, изме-
няющуюся от 16 до 32 мм в зависимости от величины изгиба-
372
a
Рис. 9.17. Пролетное строение моста через реку Катунь: а — схема и попе-
речный разрез пролетного строения; б — участок пролетного строения,
усиленный решетчатой фермой; 1 — продольные связи; 2 — пригруз; 3 —
фермы; 4 — балка жесткости; 5 — поперечные связи; б—ортотропная плита
373
ющих моментов. Все элементы ферм, подкрепляющих главные
балки, имеют Н-образное сечение. Сечение арки — коробча-
тое, составленное из четырех уголков двух вертикальных и двух
горизонтальных листов, причем нижний горизонтальный лист
имеет по длине овальные отверстия (перфорацию). Для пога-
шения отрицательной опорной реакции на левобережном ус-
тое на конце пролетного строения поставлен пригруз.
Одной из интересных разработок, выполненных отечествен-
ными специалистами на рубеже XX...XXI вв., явилось мосто-
вое сооружение через реку Иртыш у г. Ханты-Мансийска. Зап-
роектированный ОАО «Трансмост» мостовой переход полной
длиной 1315,9 м, с архитектурной точки зрения, представляет
собой гармоничное сочетание балочных и комбинированных си-
стем, наиболее отвечающих природному ландшафту в месте сли-
яния двух крупнейших рек Сибири — Иртыша и Оби. Основное
стальное пролетное строение моста имеет схему 94,5 + 136,5 +
231 + 136,5 + 94,5 м и представляет собой пятипролетную бал-
ку, усиленную арочными подпругами как понизу, так и поверху
(рис. 9.18). Сложность рассматриваемой системы состоит в том,
что ее тип можно трактовать и как многопролетную решетча-
тую арку с затяжкой и ездой посередине.
Проезжая часть пролетного строения под габарит Г-11,5 +
+ 2 х 1,5 м представляет собой металлическую ортотропную
плиту с обычными полосовыми продольными ребрами. Но при
длине ребра 10,5 м, равной длине панели арки, поставлены
дополнительные мощные продольные ребра.
В конструкции главных арок применены следующие про-
грессивные решения:
для обеспечения заводского изготовления все сечения элемен-
тов подходят под номенклатуру существующего типового проек-
та решетчатых пролетных строений железнодорожных мостов;
все узлы главных арок выполнены цельносварными на за-
воде с вынесением стыков за пределы узла;
для всех элементов главных арок применена заводская гер-
метизация, при этом используется как принцип сведения ко-
робчатых элементов по концам в Н-образные сечения, так и
постановка торцевых заглушек.
374
^-225б° 52 х 10440
Рис. 9.18. Общий вид комбинированного пролетного строения моста через
Иртыш у г. Ханты-Мансийска: а — план верхних связей; б — фасад; в —
поперечный разрез на опоре; г, д — узлы; 1 — сведение коробчатого
сечения в Н-образное; 2 — торцевые заглушки; 3 — стык, вынесенный
за пределы узла
375
9.5. Рамные мосты
Жесткое объединение металлических опор и пролетных стро-
ений в рамных мостах позволяет получить конструкции с вы-
сокой вертикальной жесткостью, имеющие малую строитель-
ную высоту и легкие опоры-стойки. Положительные изгиба-
ющие моменты здесь в середине пролета меньше, чем в раз-
резных и даже неразрезных балках. При проектировании
рамных мостов необходимо учитывать чувствительность по-
добных систем к неравномерным осадкам опор и изменению
температуры. Для них характерны также усложнение монта-
жа и затруднительность унификации.
Поэтому металлические рамные конструкции в мостостро-
ении имеют ограниченное применение. Попадание стоек рам в
водоток не допускается. Использование рамных систем может
оказаться рациональным в путепроводах, где легкие стойки
мало стесняют видимость под сооружением, и в виадуках. Во
многих случаях такая система позволяет создать сооружение с
запоминающимся внешним видом.
На рис. 9.19 показан мост под автодорогу через реку Смот-
рич в г. Каменец-Подольске, перекрывающий пролет 148,9 м.
В поперечном сечении поставлены две коробчатые рамы с на-
клонными стойками, объединенные ортотропной плитой про-
езжей части. Продольные и поперечные связи в конструкции
отсутствуют вследствие высокой жесткости рам. Торцевые се-
чения стоек приварены к нижнему листу коробчатого сечения
ригеля. Узел их сопряжения является одним из наиболее слож-
ных в конструкции рамных мостов. Помимо непосредственно-
го примыкания стоек к ригелю (см. рис. 9.19), возможно плав-
ное сопряжение стоек и ригеля в единую рамную систему с
использованием специальных вставок.
Другой пример: конструкция сооруженного в Германии рам-
ного путепровода под однопутную железную дорогу (рис. 9.20).
Ригели двух рам коробчатого сечения поддерживаются стой-
ками, сходящимися к низу и имеющими единую опорную часть.
На устоях каждый ригель имеет отдельные продольно подвижные
опорные части.
376
Рис. 9.19. Рамный мост через реку Смотрин в г. Каменец-Подольске
Рис. 9.20. Рамный путепровод под железную дорогу
377
Рис. 9.21. Рамный мост через каньон реки Раздан
Рамные мосты могут иметь решетчатую конструкцию стоек
и ригеля. При этом облегчается монтаж благодаря малой мас-
се монтируемых блоков и создаются условия для унификации
элементов. На совмещенном мосту через каньон реки Раздан
под однопутную железную и автомобильную дороги высота
ригеля принята постоянной на всей длине моста, что облегчи-
ло изготовление конструкции и ее монтаж (рис. 9.21). Сварные
сечения поясов и раскосов ригеля и стоек — коробчатые, стойки
и подвески — Н-образные. При этом конструкция узлов не
отличается от конструкции узлов сквозных балочных пролет-
ных строений.
Глава 10. Опорные части
металлических мостов
10.1. Назначение и виды опорных частей
Опорные части мостов предназначены для передачи опор-
ных реакций от пролетных строений на опоры и обеспечения
угловых и поступательных перемещений опорных узлов, как
предусмотрено расчетной схемой.
Опорные части разделяются, как и опорные закрепления в
расчетных схемах, на неподвижные и подвижные. Это деление
связано только с поступательными перемещениями. Неподвиж-
ные и подвижные опорные части должны обеспечивать пово-
роты опорных сечений, вызываемые изгибом конструкций.
Кроме того, они различаются способами реализации пово-
ротов и поступательных перемещений опорных сечений. Так,
неподвижные части можно разделить на плоские, тангенци-
альные, секторные, стаканные, с шаровыми сегментами и с
эластичными элементами (рис. 10.1). Первые три типа пред-
ставляют собой конструкции, изготавливаемые из металла, три
последние — комбинированные, в которых наряду с металлом
использованы полимерные материалы.
Рис. 10.1. Неподвижные опорные части: а — плоская; б — балансирная;
п — тангенциальная; г — стаканная; д — с шаровым сегментом; е —
с эластичным элементом
379
Плоские опорные части (см. рис. 10.1, а) применяют в про-
летных строениях с достаточно большой жесткостью, где угол
поворота опорных сечений мал и для его обеспечения доста-
точно прокладки из податливого материала. При этом незна-
чительное ограничение поворота не приведет к заметным до-
полнительным усилиям в конструкции.
В балансирных (см. рис. 10.1, б) и тангенциальных (см. рис. 10.1, в)
частях поворот достигается опиранием плоского балансира на ци-
линдрическую нижнюю часть или сочленением балансиров с по-
мощью цилиндрического шарнира. При этом опорное сечение
может повернуться только в одной плоскости. Контакт происхо-
дит по линии с возникновением контактных напряжений, вели-
чина которых зависит от радиуса цилиндрической поверхности.
Стаканные опорные часто (см. рис. 10.1, г), опорные части
с шаровыми сегментами (см. рис. 10.1, <)) и с эластичными
элементами (рис. 10.1, е) обеспечивают поворот в любой плос-
кости. При этом нагрузка от верхнего балансира к нижнему
передается по площади. Принцип работы стаканных опорных
частей заключается в передаче вертикальной силы через про-
кладку из аморфного материала, которая допускает свобод-
ные повороты практически относительно любой оси. В совре-
менных конструкциях в качестве аморфного материала исполь-
зуют упругую резину (эластомер) на основе хлоропренового
каучука. Аналогично, т.е. за счет деформаций упругой рези-
ны, обеспечивают повороты опорные части с эластичными
элементами. Для повышения жесткости прокладок и эластич-
ных элементов их иногда армируют металлическими листами.
В опорных частях с шаровыми сегментами сечение повора-
чивается за счет скольжения шарового сегмента по вогнутой
сферической поверхности нижнего элемента. Свобода поворо-
та достигается малой величиной трения по поверхности сколь-
жения, для чего вогнутую поверхность покрывают антифрик-
ционным материалом, а ответную поверхность шарового сег-
мента выполняют из коррозионно-стойкой стали с малой ше-
роховатостью и полируют.
Подвижные опорные части конструктивно подразделяются,
в первую очередь, по характеру работы, (принципу реализа-
380
ции поступательных перемеще-
ний), на три группы: качения,
скольжения и деформирующиеся.
В частях качения подвижность
вдоль моста обеспечивается кат-
ком или катками, расположенны-
ми между пролетным строением и
опорами. При использовании толь-
ко одного катка (рис. 10.2, а) кон-
струкция без дополнительных эле-
ментов допускает как перемеще-
ние в одном направлении, так и
вращение вокруг одной оси. При
достаточно большом диаметре
катка его боковые части могут
Рис. 10.2. Подвижные опорные
части качения (катковые): а —
однокатковая; б— валковая; в —
многокатковая; г — секторная
быть срезаны, и тогда каток пре-
вращается в валок (рис. 10.2, б).
Этим достигается экономия материала без ущерба для прочно-
сти элемента, т.к. лимитирующими в таких конструкциях яв-
ляются напряжения по линии контакта катка или валка с опор-
ными плитами.
В случае значительных вертикальных сил применяют несколь-
ко катков (валков), устанавливаемых в один ряд (рис. 10.2, в),
что делает необходимым устройство цилиндрического или тан-
генциального шарнира, обеспечивающего поворот опорного
сечения. Секторные опорные части (рис. 10.2, г) появились в
результе усовершенствования валковых опорных частей и при-
званы уменьшить их высоту. Для этого сократили высоту вал-
ка при сохранении большого радиуса поверхности качения и
ввели шарнир, обеспечивающий поворот опорного сечения.
Катковые, валковые и секторные опорные части изготавли-
вают преимущественно из металла. Они имеют, как правило,
сравнительно большую высоту, так как напряжения смятия в
юнах контакта обратно пропорциональны радиусам поверхно-
стей качения. Применение высококачественных сталей для кат-
ков или валков позволяет уменьшить их диаметр. Однако и при
ном существенно уменьшить высоту опорной части не удается.
381
Снизить ее стало возможным в опорных частях скольже-
ния, которые обеспечивают достаточно свободное и надежное
опирание пролетных строений. К числу простейших и доста-
точно давно применяемых конструкций относятся плоские
(рис. 10.3, а) и тангенциальные (рис. 10.3, б). Однако они рабо-
тают с большим коэффициентом трения (до 0,4) и имеют огра-
ниченную область применения по воспринимаемым нагрузкам
и перемещениям.
В современных комбинированных опорных частях поступа-
тельные перемещения достигаются специальной плоской парой
скольжения (рис. 10.3, в), где используют нержавеющую поли-
рованную сталь и антифрикционный материал, в частности,
листовой фторопласт (политетрафторэтилен). Такое сочетание
обеспечивает коэффициент трения от 0,01 до 0,12, который по-
вышается при понижении температуры наружного воздуха и
понижается при увеличении среднего давления на фторопласт.
Поверхности скольжения должны быть тщательно обработа-
ны и надежно защищены от повреждений при транспортировке,
монтаже и эксплуатации. Чтобы требуемый коэффициент тре-
ния сохранялся длительное время, при использовании фтороп-
ластовых листов в смазочные гнезда при изготовлении закла-
дывают смазку, самопроизвольно поступающую на поверхнос-
ти скольжения при перемещениях в процессе эксплуатации.
Рис. 10.3. Подвижные опорные части скольжения: а — плоская; б — тан-
генциальная; в — тангенциальная комбинированная; г — стаканная; д — с
шаровым сегментом; е — с эластичным элементом; 1 — опорный элемент;
2 — средний элемент; 3 — плита скольжения
382
Поскольку опорные части скольжения должны обеспечивать
и повороты опорных сечений, они имеют элементы вращения,
в качестве которых применяют шарнирные опорные элемен-
ты: цилиндрические, тангенциальные, стаканные (рис. 10.3, г),
деформирующиеся и шаровые сегменты (рис. 10.3, д).
Подвижные комбинированные опорные часть скольжения
всех конструкций включают шарнирный опорный элемент 1,
средний элемент 2, включающий антифрикционный слой и плиту
скольжения 3 с анкерной плитой. В наиболее употребитель-
ных типах опорных частей скользящая пара, образуемая сред-
ним элементом и плитой скольжения, располагается в верхней
части конструкции, что позволяет достаточно простыми сред-
ствами защитить пару скольжения от загрязнений.
К третьему конструктивному виду подвижных опираний
относятся деформирующиеся части, в частности, резиновые
опорные. В них поступательные перемещения реализуются за
счет деформаций сдвига, а повороты — за счет неравномерно-
го обжатия резиновых элементов. Для увеличения несущей
способности, как правило, деформирующиеся части армируют
листами нержавеющей стали. В стальных мостах больших про-
летов резиновые опорные части обычно не применяют, но они
могут использоваться как дополнительные прокладки для обес-
печения двоякой подвижности опорных частей (см. п. 10.4).
10.2. Неподвижные опорные части
Плоские опорные часта (см. рис. 10.1, «) применяют в мостах
малых пролетов, где опорные реакции, а также деформации от
изменений температуры и временной нагрузки невелики. Дей-
ствующими нормами допускаются плоские опорные части при
пролетах до 7 м для железнодорожных мостов и до 12 м для
автодорожных. Они представляют собой две опирающиеся друг
па друга стальные плиты с расположенной между ними проклад-
кой из листового асбеста. Верхние плиты прикрепляют болтами
или сваркой к металлическим пролетным строениям или заклад-
ным деталям железобетонных балок, нижние — анкерными бол-
тами к бетонной кладке иодферменника опоры. Неподвижность
достигается с помощью потайного штыря, присоединенного к
верхнему листу и входящего в круглое отверстие нижней плиты.
383
При пролетах от 8 до 20 м применяют тангенциальные опор-
ные части. В них нижняя плита (подушка) имеет выпуклую
цилиндрическую поверхность, на которую опирается плоская
верхняя подушка (см. рис. 10.1, в). Неподвижность обеспечи-
вается либо потайным штырем, либо прикрепляемыми к ниж-
ним подушкам боковыми планками, входящими в углубления
в верхних подушках. Очертания потайного штыря и боковых
планок не должны препятствовать свободному повороту вер-
хней подушки на заданный угол.
Подушки тангенциальных опорных частей изготавливают
из стального литья или толстой листовой прокатной стали.
Соприкасающиеся поверхности подушек должны быть тщатель-
но обработаны и покрыты графитовой смазкой, которая во-
зобновляется в процессе эксплуатации. Верхние подушки при-
крепляют шпильками через асбестовую прокладку к нижним
поясам металлических пролетных строений или закладным
деталям в железобетонных балках. К подферменникам опор
нижние плиты присоединяют анкерными болтами, устанавли-
ваемыми, как правило, в анкерные колодцы в подферменни-
ках, обетонируемые после приведения всех конструкций в про-
ектное положение.
Если необходимо передавать через опорные части большие
давления, их подушки, особенно нижние, должны иметь зна-
чительные размеры. Это вытекает из условий работы на мест-
ное смятие бетонной кладки опор. В подобных случаях приме-
няют опорные части так называемого балансирного типа. Ба-
лансирами называют верхнюю и нижнюю подушки опорных
частей, сопрягающиеся друг с другом с помощью шарнира со
свободным или плотным касанием. Размеры балансиров в плане
определяются из условия распределения опорных реакций,
исходя из допускаемого давления на бетон подферменника, а
высота — из условия работы балансира на изгиб как балки на
упругом основании.
Неподвижная опорная часть рассматриваемого типа (рис. 10.4)
состоит из верхнего, нижнего балансиров и цилиндрического
шарнира, имеющего на концах реборды, препятствующие сме-
щениям балансиров относительно друг друга. На рисунке пред-
384
Рис. 10.4. Неподвижная балансирная опорная часть с опиранием через
цилиндрический шарнир: 1 — верхний балансир; 2 — нижний балансир;
3 — шпильки; 4 — шарнир; 5 — анкерные болты
A—A
ставлена типовая неподвижная опорная часть для пролетных
строений длиной до 45...50 м. Она выполняется из стального
литья марки 25Л, что определило конструкцию балансиров.
Толщины ребер жесткости, опорных плит, цапф близки между
собой, что обеспечивает равномерное остывание элементов
балансиров после отливки.
Аналогичные опорные части применяют в стальных ароч-
ных мостах и рамных пролетных строениях с наклонными
стойками (см. рис. 8.8).
Балансиры крепятся к пролетным строениям и опорам шпиль-
ками через асбестовые прокладки и анкерными болтами.
В принципе, неподвижные опорные части балансирного типа
могут применяться практически для очень больших нагрузок
и пролетов. При этом они будут иметь соответствующие раз-
меры, если выполняются из стального литья марки 25Л. Раз-
меры могут быть уменьшены за счет применения более проч-
ных сталей. Однако размеры в плане будут определяются не
маркой стали, а прочностью бетонной кладки опоры.
Тангенциальные и балансирные опорные части допускают
поворот только в одной плоскости, нормальной к линии опи-
рания балансиров, что требует соблюдения высокой точности
н плане при их установке. Кроме того, этот способ передачи
?г.-9453 385
нагрузки (по линии) и характер статической работы опорных
плит и балансиров приводят при больших нагрузках к боль-
шим размерам опорных частей даже при изготовлении их из
высокопрочных сталей.
Стаканные опорные части, опорные части с шаровыми сег-
ментами и деформирующимися элементами являются комби-
нированными в том смысле, что они выполняются из металла
и синтетических полимерных материалов. Отличительной осо-
бенностью этих конструкций является передача вертикальной
нагрузки по некоторой площади, что принципиально меняет
характер статической работы опорных элементов. Размер пло-
щади передачи давления зависит от прочности применяемых
полимеров.
Принцип работы стаканной опорной части заключается в
передаче вертикальных сил через заполненный аморфным ма-
териалом стаканообразный элемент, который допускает неболь-
шие и медленные свободные повороты. В настоящее время в
качестве заполнения используют эластомер или резиноупру-
гий материал, получаемый путем вулканизации натурального
или синтетического каучука. Чаще используют хлоропреновый
каучук, который устойчив к внешним воздействиям и молеку-
лярным изменениям (старению). В условиях всестороннего
сжатия этот элемент деформируется как вязкая жидкость.
Неподвижная стаканная опорная часть (рис. 10.5) состоит
из стального стаканообразного литого или сварного круглого
элемента, являющегося при литом исполнении и верхней опорной
плитой. В стакан укладывается круглая эластомерная пласти-
Рис. 10.5. Неподвижная опорная часть стаканного типа: / — стакан; 2
эластомерная пластина; 3 — употняющее кольцо; 4 — нижний опорный
элемент; 5 — уплотнительная прокладка; 6 — крепежные пластины
386
на, по периметру которой устроено уплотняющее кольцо из
красной меди. Через эластомер давление передается на сталь-
ной нижний опорный элемент и далее на бетон опоры.
Неподвижность обеспечивается увеличенными по высоте
стенками стакана, которые передают горизонтальную силу на
нижний опорный элемент. Как можно видеть, при наличии
зазора А неподвижную опорную часть можно рассматривать
как относительно подвижную и только при А = О она полно-
стью неподвижна. При этом ограничивается величина угла
поворота. Как правило, она составляет 0,01 рад. От попада-
ния грязи и воды опорная часть защищается уплотнительной
прокладкой в виде полиэтиленового кольца с заливкой сили-
коновым герметиком.
Стаканную опорную часть прикрепляют к пролетному стро-
ению и опоре с помощью анкерных болтов через отверстия в
пластинах, привариваемых к боковым поверхностям опорных
элементов. В некоторых конструкциях ко дну стакана привари-
вают или присоединяют потайными болтами дополнительную
прямоугольную плиту, в углах которой просверливают отвер-
стия для пропуска анкерных болтов. В железобетонных пролет-
ных строениях прикрепляют, как правило, только неподвиж-
ные, а в стальных и сталежелезобетонных все опорные части.
На период транспортировки и монтажа верхний и нижний
элементы стягивают транспортными креплениями, которые
снимают только после установки опорной части в проектное
положение.
Дальнейшим развитием комбинированных опорных частей,
которые допускают поворот опорных сечений в любой плос-
кости и менее требовательны к допускам при установке, яви-
цись опорные части с шаровыми сегментами. На рис. 10.6
приведена неподвижная опорная часть такой конструкции под
вертикальную нагрузку 15000 кН производства фирмы «Maurer
Sohne» (Германия). Здесь поворот опорных сечений обеспе-
чивается скольжением шарового сегмента по нижнему эле-
менту опорной части с одновременным перемещением верх-
него элемента, скользящего по верхней плоскости шарового
сегмента.
387
Рис. 10.6. Неподвижная опорная часть с шаровым сегментом: 1 — уп-
лотнительная прокладка; 2 — нижний опорный элемент; 3 — полиро-
ванная нержавеющая сталь; 4 — фторопласт; 5 — шаровой сегмент; 6 —
верхний элемент; 7 — крепеж
Свобода поворота достигается малой величиной трения по
поверхностям скольжения: сферической и плоской, выполнен-
ных в виде листового фторопласта и полированной нержаве-
ющей стали. Применяют обычно листы фторопласта толщи-
ной 5...6 мм, которые при изготовлении втапливаются в ме-
таллические элементы и выступают над их поверхностью на
388
2,5 мм. Этим исключается контакт металлических поверхнос-
тей друг с другом под нагрузкой.
Вертикальная нагрузка в конструкциях с шаровыми сегмен-
тами передается по некоторой площади, что позволяет, как и
в стаканных устройствах, выполнять опорные элементы и соб-
ственно опорные части небольшой толщины. Прочность мате-
риала шарового сегмента практически не играет роли, так как
он (материал) находится в условиях всестороннего сжатия. Но
подобный материал должен быть несжимаемым.
Горизонтальные силы передаются здесь также через высокие
закраины верхнего круглого опорного элемента. Чтобы защи-
тить поверхности скольжения от грязи, зазор между опорными
элементами уплотняют полиэтиленовым кольцом и силиконо-
вым герметиком. Крепление к опорам и пролетным строениям,
а также защита при транспортировке и монтаже, осуществля-
ются по аналогии со стаканными опорными частями.
10.3. Подвижные опорные части
Катковые опорные части применяют в мостостроении, начиная
с середины XIX в. Эти конструкции являются идеальными для
создания относительно свободных перемещений в горизонталь-
ном направлении. Металлический каток обеспечивает минималь-
ное сопротивление трения, если поверхность качения свободна от
трязи и ржавчины, а сопрягающиеся детали изготовлены точно.
Однако катковые опорные части очень чувствительны по
сравнению с другими типами к изменению коэффициента тре-
ния. Обеспечение необходимого положения катков в плане
требует применения дополнительных элементов, что приводит
к их усложнению, увеличению расхода металла и стоимости
изготовления. Эти конструкции чувствительны также к попе-
речному крену опор, появляющемуся достаточно часто в про-
цессе эксплуатации, и к поворотам балок или ферм пролетно-
го строения в поперечном направлении.
В однокатковых опорных частях в одном ярусе с помощью
катка реализуются как горизонтальные перемещения, так и
повороты опорного сечения. В результате для небольших на-
грузок и перемещений могут быть получены сравнительно
простые конструкции.
389
Стремление повысить нагрузки на однокатковые опорные
части и при этом не увеличивать существенно диаметры кат-
ков привело к использованию высокопрочных сталей для них.
При этом, исходя из характера передачи усилий, стали приме-
няют только в зонах контакта, т.е. там, где действуют высо-
кие местные напряжения, в виде высокопрочных вставок или
наплавок. На рис. 10.7 приведена схема однокатковой опор-
ной части из серии под нагрузку от 2000 до 30000 кН с пере-
мещениями до ±250 мм. Эта серия включает четыре диаметра
катков: 100, 150, 200 и 250 мм. Столь малые величины полу-
чены за счет применения на катки и плиты качения наплавок
толщиной до 20 мм из стали 40X13 с временным сопротивле-
нием на разрыв 110 кг/мм2. При этом в качестве основного
металла использована сталь 09Г2С с временным сопротивле-
нием 32,5 кг/мм2.
Однокатковые опорные части включают опорные плиты,
каток и противоугонные устройства, состоящие из зубчатых
венцов на катке и зубчатых реек на плитах. При использова-
нии на широких мостах с расстоянием между опорными час-
тями в поперечном направлении более 14 м они имеют под
нижней плитой качения пару скольжения, состоящую из по-
Рис. 10.7. Однокатковая опорная часть с наплавками из высокопрочной стали:
1 — верхняя плита; 2 — каток; 3 — нижняя плита; 4— прокладной лист; 5 —
фторопластовый вкладыш; 6, 7 — зубчатые рейки; 8, 9 — зубчатые венцы;
10 — лист нержавеющей стали
390
лированного листа нержавеющей стали с нижним стопорным
листом и прокладного листа с фторопластовыми вкладыша-
ми. Пара обеспечивает горизонтальные перемещения в попе-
речном направлении.
Для снижения массы катков применяют срезанные катки или
валки. На рис. 10.8 показана конструкция валковой подвижной
опорной части под автодорожное пролетное строение длиной
83,2 м. Каток опорной части выполнен из стали 25Л и имеет в
поперечном сечении двутавровую форму с ребрами жесткости.
Радиус цилиндрических поверхностей в срезанном катке
делают обычно равным половине его высоты или несколько
большим. С одной стороны, этим уменьшают напряжения смя-
тия, с другой — повышают устойчивость положения катка,
т.к. при его отклонении пролетное строение приподнимается и
вертикальное давление вызывает момент, стремящийся вернуть
каток в прежнее положение.
1’ис. 10.8. Валковая подвижная опорная часть: 1 — верхняя подушка;
2 — нижняя подушка; 3 — потайной зуб; 4 — сектор подвижной опорной
части
391
Секторные конструкции (рис. 10.9) применяют для умень-
шения высоты опорных частей. В них нижнюю часть катка
заменяют сектором из стального литья или сварным. Верхняя
часть представляет собой подушку-балансир с тангенциальным
или шарнирным опиранием. Чтобы обеспечить поперечную
неподвижность, цилиндрический шарнир снабжается реборда-
ми, а сектор — шпонкой с пазом. Против скольжения сектора
по нижней подушке устраиваются противоугонные зубья, при-
варенные к нижней подушке и входящие в пазы, вырезанные в
нижней части сектора.
При равных нагрузках секторные опорные части имеют
меньшую высоту, чем однокатковые, но создают несколько
большее сопротивление трения из-за большего радиуса и бо-
лее плотного касания сектора с подушкой. Применяют сектор-
ные опорные части, как правило, в железнодорожных и авто-
дорожных сооружениях с пролетами 20...50 м.
Опорные части строений ббльших пролетов передают опо-
рам большие давления, а подвижные конструкции должны обес-
печивать одновременно и большие перемещения. Повышенные
давления требуют значительных размеров подушек и, в первую
очередь, нижних, передающих давление бетонной кладке опор.
Рис. 10.9. Подвижная секторная опорная часть: 1 — шарнир; 2 — верх-
няя подушка; 3 — сектор; 4 — нижняя подушка; 5 — противоугонные
зубья; 6 — реборды; 7 — шпонка
392
При больших пролетах в качестве подвижных опорных ча-
стей применяют балансирные катковые конструкции (рис. 10.10).
В них давление передается через верхний и нижний балансиры
на катки и опорную плиту. По функциональному назначению
в подвижных балансирных опорных частях можно выделить
элементы вращения, балансиры, обеспечивающие поворот опор-
ного сечения, и элементы горизонтальных перемещений — катки.
Чтобы уменьшить высоту опорных частей, как правило, в
них применяют два или четыре катка, что обеспечивает более
равномерное и определенное распределение нагрузки между
катками, на нижний балансир и опорную плиту. В то же время
применение нескольких катков усложняет противоугонные
устройства. Катки соединяют между собой парными планка-
ми, допускающими их поворот, а два из них имеют зубчатые
планки, входящие в пазы опорной плиты и нижнего баланси-
ра. Для предупреждения поперечных смещений и перекосов во
всех катках устроены пазы, в которые входят гребни нижнего
балансира и опорной плиты. С такой же целью между балан-
сирами устроена шпонка.
Рис. 10.10. Катковая опорная часть: 1 — верхний балансир; 2 — нижний
балансир; 3 — катки; 4 — опорная плита; 5 — противоугонные устройства;
б — пазы; 7 — шпонка
393
В настоящее время рассмотренные типы опорных частей в
отечественной практике применяют только в железнодорож-
ном строительстве и при ремонте мостов, поскольку в автодо-
рожных мостах они практически полностью вытеснены ком-
бинированными скользящими опорными частями.
При новом строительстве автодорожных мостов преимуще-
ственно используют скользящие опорные части. Это объясня-
ется их значительно меньшей металлоемкостью и стоимостью
по сравнению со стальными опорными частями, а также тем,
что они обеспечивают более надежное и свободное опирание
различных по конструкции и форме пролетных строений.
Проблемой опорных частей скольжения является сохране-
ние и смазка соприкасающихся поверхностей. Она решается в
зависимости от конструкции опорной части, ее назначения и
условий работы.
В подвижных скользящих опорных частях, как уже говори-
лось, функции поворота и перемещения разделены. Поэтому в
них различают элементы вращения и скольжения. В наиболее
широко применяемых типах опорных частей (тангенциальных,
стаканных и с шаровым сегментом) элементы вращения уни-
фицированы для неподвижных и подвижных частей.
На рис. 10.11 показаны три типа скользящих опорных час-
тей с использованием листового фторопласта (политетрафторэ-
тилена) в качестве антифрикционного материала. Элемент сколь-
жения или скользящая пара в этом случае включает плиту сколь-
жения с элементом скольжения из нержавеющей стали с поли-
рованной поверхностью. Плита скольжения опирается на сред-
ний опорный элемент, который в зависимости от типа конструк-
ции представляет собой опорную подушку, верхний балансир,
крышку стакана или шаровой сегмент. На верхней поверхности
среднего опорного элемента уложен лист фторопласта, калиб-
рованный по толщине обычно 5...6 мм. Для фиксации лист утоплен
на 2,5 мм в поверхность опорного элемента.
Во всех выпускаемых скользящих опорных частях с исполь-
зованием листового фторопласта применяют смазку. Для это-
го в верхней поверхности листа сделаны сферические углубле-
ния, в которые ее укладывают при сборке опорных частей. Если
394
Рис. 10.11. Всесторонне-подвижные скользящие опорные части под верти-
кальную нагрузку 5000 кН, продольное перемещение +75 мм и поперечное
перемещение ±10 мм: а — тангенциальная; б — стаканная; в — сферическая
с шаровым сегментом; 1 — плита скольжения; 2 — элемент скольжения; 3 —
средний опорный элемент; 4 — лист фторопласта
смещается верхний лист скольжения, смазка затягивается в шов
контакта между ним и антифрикционным листом. В опорных
частях российского производства используют смазку ЦИАТИМ.
lie пополнение в процессе эксплуатации современных конст-
395
рукций скользящих опорных частей не предусмотрено. Замена
смазки возможна только после разгрузки опорных частей и их
полной разборки.
Вместе с тем действующие нормы предусматривают не столь
большой коэффициент трения, который должен учитываться
при проектировании сооружения (от 0,01 до 0,12). Он увеличи-
вается при понижении температуры и уменьшении давления.
Исходя из этого, при выборе опорных частей считают, что
среднее давление на фторопласт в опорных частях скольжения
не должно быть менее 9,81 МПа при действии только постоян-
ных нагрузок.
В качестве антифрикционного слоя могут быть использова-
ны и другие материалы. Так, в опорных частях, разработан-
ных ОАО «Трансмост», применяют ткань «Даклен-1» толщи-
ной 0,3...0,9 мм. С помощью эпоксидного клея ее наклеивают
на верхнюю поверхность среднего опорного элемента и металли-
ческими планками прижимают к его боковым кромкам. Этой же
тканью оклеивается и нижний балансир (основание), по сферичес-
кой поверхности которого перемещается шаровой сегмент, обес-
печивая свободу поворота опорного сечения (см. рис. 10.11, в).
Работает такая опорная часть без смазки.
Коэффициенты трения в паре скольжения «Даклен-1 + полиро-
ванная нержавеющая сталь» при среднем давлении от 2 до 30 МПа
и положительных температурах не превышают 0,015. При от-
рицательных температурах коэффициенты трения не превос-
ходят граничные значения, предусмотренные нормами проек-
тирования мостов.
По характеру работы на перемещения подвижные опорные
части скольжения подразделяются на всесторонне подвижные
и линейно подвижные, когда обеспечиваются горизонтальные
перемещения в одном заданном направлении. Обычно такими
направлениями являются движение вдоль или перпендикуляр-
но к направлению температурной деформации (для мостов на
прямых — это вдоль или поперек оси моста).
Конструктивно это решается устройством на плите сколь-
жения направляющих силовых бортов с боковыми парами
скольжения или направляющих планок на плитах скольжения
396
по оси опорной части с соответствующими пазами в средних
опорных элементах. В последнем случае на боковых поверхно-
стях планки и паза также устраивают пары скольжения.
Размер плиты скольжения в направлении перемещения за-
висит от его величины. Вообще, он определяется как сумма
диаметра (ширины) среднего опорного элемента с антифрик-
ционным слоем, расчетных перемещений при укорочении и
удлинении пролетного строения и запаса в 20 мм.
10.4. Подбор, расстановка и расчет опорных частей
Прежде всего опорные части подбирают, исходя из назна-
чения пролетного строения, его статической схемы, величины
опорных реакций и перемещений опорных сечений, конструк-
ции материала опор и пролетного строения. Важное значение
имеют также расположение моста и пролетного строения в плане
и профиле.
В общем случае при вычислении расчетных перемещений Ар
опорных частей учитывают перемещения от изменения темпе-
ратуры усадки и ползучести бетона Ао, временной верти-
кальной нагрузки Двр, сил торможения Ат подвижного состава:
Ар = + до + Авр+Ат- (10Л)
Перемещения от Аг определяют от нормативных перепадов
температуры конструкции, равных амплитуде колебания темпе-
ратуры воздуха АТ = Ттах - Т^. За Tmin принимают среднюю
температуру наиболее холодной пятидневки в районе строитель-
ства в соответствии с требованиями СНиП 23-01—99 «Строи-
тельная климатология» с обеспеченностью 0,98 для стальных и
сталежелезобетонных пролетных строений. В качестве Ттах
принимают среднюю температуру воздуха самого жаркого ме-
сяца по СНиП, увеличенную на 5 °C для сталежелезобетонных
и на 10 °C — для стальных пролетных строений. При вычисле-
нии температурных перемещений коэффициент надежности по
нагрузке принимают равным 1,2.
Нормативное перемещение от воздействия усадки и ползу-
чести бетона Ао учитывают по СНиП 2.05.03—84*, принимая
коэффициент надежности по нагрузке равным 1,1.
397
Перемещения от временной нагрузки определяют при заг-
ружении одного или двух примыкающих к опоре пролетных
строений. При этом ее положение сохраняют и при вычисле-
нии перемещений от тормозных сил Ат, действующих в одном
направлении. Коэффициенты надежности к временным нагруз-
кам принимают по нормам.
Как правило, для железнодорожных мостов применяются
металлические опорные части: плоские, тангенциальные, сек-
торные или катковые. Поскольку ширина пролетных строений
не превышает 10...12 м, они снабжаются на одном конце не-
подвижными опорными частями, а на другом — подвижными
в продольном направлении (рис. 10.12, а). При неразрезных
пролетных строениях применяют аналогичную схему расста-
новки: на одной из центральных опор устанавливают две не-
подвижные опорные части, а на остальных — продольно-под-
вижные опорные части.
Выбирая расстановку опорных частей, необходимо иметь в
виду, что в железнодорожных мостах при перемещениях, со-
бирающихся с температурного пролета длиной более 100 м,
Рис. 10.12. Схемы расположения опорных частей (в плане): 1 — неподвижная;
2 — линейно-подвижная; 3 — всесторонне-подвижная
398
рельсовый путь требует установки уравнительных приборов
на подвижных концах пролетных строений. Поэтому нужно
стремиться, с одной стороны, к уменьшению температурных
пролетов рельсового пути, а с другой — к минимизации числа
стыков пути, где требуются уравнительные приборы.
Городские и автодорожные мосты отличаются большим
разнообразием ширины, плана и профиля. В первую очередь,
это относится к эстакадам, путепроводам и транспортным
развязкам, когда сложные по организации движения сооруже-
ния приходится вписывать в сравнительно ограниченное про-
странство. Становится необходимым располагать сооружения
на кривых малых радиусов и с предельными величинами укло-
нов, использовать неразрезные пролетные строения большой
или переменной ширины, применять нерегулярную разбивку
сооружений на пролеты для сохранения сложных пересекае-
мых подземных и наземных инженерных коммуникаций и до-
рог. Эти обстоятельства определяют особенности подбора и
расстановки опорных частей на городских и автодорожных
мостах. Прежде всего, очень затруднено применение танген-
циальных, секторных, валковых и катковых опорных частей.
Естественно, прямые разрезные и неразрезные пролетные стро-
ения ограниченной ширины можно надежно и просто опирать
и с помощью указанных металлических конструкций. К насто-
ящему времени более экономичные опорные части скольжения
с использованием синтетических материалов практически пол-
ностью заменили металлические в автодорожных мостах. Пос-
ледние (тангенциальные, секторные, катковые) применяют,
главным образом, при ремонте.
Действующими нормами допускается не принимать во вни-
мание поперечные перемещения конструкции, если расстоя-
ние между опорными частями в одном сечении не превыша-
ет 15 м. Считается, что в этом случае возможные перемеще-
ния очень незначительны и не превысят неплотностей в швах
опорных частей. В узких мостах опорные части располага-
ют по аналогии с железнодорожными мостами: в одном се-
чении две неподвижные, в остальных — продольно подвиж-
ные (см. рис. 10.12, а).
399
При расстоянии более 15 м между центрами опорных час-
тей, расположенных на одной опоре, необходимо учитывать
температурные деформации пролетного строения поперек мо-
ста. В связи с этим опорные части устраивают по одной из
схем, показанных на рис. 10.12, б, в.
На одной из опор может быть установлена шарнирно не-
подвижная опорная часть и опорная часть, обладающая подвиж-
ностью только в поперечном направлении (см. рис. 10.12, б).
На другой устанавливают одну часть продольно подвижного
типа, вторую — обладающую продольной и поперечной под-
вижностью (двоякоподвижная). В связи со сложностью конст-
руирования опорных частей последнего вида в качестве тако-
вых применяют либо двухъярусные опорные части (с переме-
щениями поперек моста в нижнем ярусе и вдоль моста — в
верхнем) или устанавливают продольно подвижные опорные
части в диагональном направлении (см. рис. 10.12, в).
Такое решение обеспечивает равномерные перемещения
конца пролета вдоль и поперек моста, но затрудняет переме-
щения, вызываемые неравномерным нагреванием конструк-
ций солнечными лучами, а также их деформациями под вре-
менными нагрузками.
В широких неразрезных мостах опорные части располагают
по полярно-лучевой схеме, учитывающей, главным образом, на-
правление удлинений и укорочений под влиянием температуры,
которые составляют большую часть суммарных перемещений
(рис 10.12, г). При этом за полюс принимается неподвижная
точка, которой может быть либо неподвижная опорная часть,
если она одна в данном опорном сечении, либо середина между
двумя неподвижными опорными частями. Больше двух непод-
вижных частей в сечении располагать не рекомендуется, т.к.
установка их на одной поперечной оси вращения затруднитель-
на. В результате одна из опорных частей может не включиться
в работу на восприятие горизонтальных сил.
В кривых в плане сооружениях перемещения происходят в раз-
личных направлениях. Но скользящие опорные части позволяют
практически полностью решить возникающие при этом пробле-
мы. При использовании той же полюсно-лучевой схемы за полюс
400
принимается неподвижная опорная часть на устое. В остальных
точках устанавливают всесторонне подвижные и линейно подвижные
опорные части с направлением движения вдоль лучей и восприни-
мающие горизонтальные силы в поперечном направлении пролет-
ного строения. Следует отметить, что при полюсно-лучевом опи-
рании необходимо использовать деформационные швы, имеющие
достаточную поперечную подвижность. Обязательным требованием
является применение опорных частей, допускающих всесторонние
повороты опорных сечений, поскольку широкие пролетные стро-
ения испытывают изгиб в поперечном направлении.
После выбора типа и конструкции опорных частей их про-
веряют и назначают размеры подферменных площадок, кото-
рые должны отвечать требованиям норм в зависимости от
величины пролета и типа опорной части. Проверяют также
расчетом на местные напряжения, соответствует ли прочность
бетона давлению, которое передает опорная часть через ниж-
нюю опорную плиту на подферменную площадку. Подфермен-
ные площадки армируют сварными сетками.
Опорные части рассчитывают поэлементно. При этом, как
правило, пользуются формулами сопротивления материалов,
несмотря на то, что элементы имеют сопоставимые размеры, и
эти формулы достаточно условно отражают напряженное со-
стояние элементов.
Как правило, расчет начинают с определения достаточнос-
ти размеров в плане опорных плит (балансиров). Во всех ти-
пах опорных частей они зависят от наибольшего давления на
кладку опоры. Проверка осуществляется расчетом на местное
сжатие (смятие) с учетом п. 3.89, 3.90 СНиП 2.05.03—84* (при
отсутствии косвенного армирования):
°шах = + Н • hJW* < Ъ()С Rh 1ос, (10.2)
где N и Н — расчетные вертикальное и горизонтальное усилие, переда-
ваемое опорной частью на подферменник;
йн — расстояние от шарнира между балансирами до подошвы опор-
ной плиты;
Сн и WK — площадь и момент сопротивления подошвы нижнего
балансира.
26—9453
401
Для металлических пролетных строений размеры верхней
подушки (балансира) определяют проверкой на смятие метал-
ла в опирании конца балки (фермы) на верхнюю подушку:
= ^СМ + Н- < Rs т, (10.3)
где й — расстояние от шарнира между балансирами до поверхности
верхнего балансира;
?см и — площадь и момент сопротивления поверхности смятия.
За поверхность смятия в балках принимается площадь опи-
рания вертикальной стенки и опорных ребер жесткости. В фермах
давление передается в основном фасонками опорных узлов.
В литых опорных частях (неподвижных, подвижных сектор-
ных, валковых или катковых) верхний балансир приближенно
рассчитывают по схеме консоли, загруженной равномерно
нагрузкой q = A/а от максимальной расчетной реакции опоры
А, распределенной вдоль моста на длине а. Изгибающий мо-
мент в сечении балансира на расстоянии х от его края, опре-
деляется по формуле
M = q-x2H. (10.4)
Условие прочности на изгиб балансира в этом сечении при
моменте сопротивления сечения W:
a=M/W<Rym. (10.5)
Нижние балансиры также рассчитывают по схеме консоли, но
загруженной сосредоточенными усилиями от давления катков.
При тангециальном опирании верхнего балансира на ниж-
ний производится проверка сопрягаемых плоскости и цилинд-
ра на смятие по формуле Герца
I др
<ус = 0,423^— <Rlpm, (10.6)
где Е — модуль упругости;
b — длина касания;
г - радиус цилиндрической поверхности;
R/p - 0,5Rtlt,ly,n — расчетное сопротивление стали при местном смя
тии в цилиндрических шарнирах при плотном касании.
402
При сопряжении балансиров посредством цилиндрического
шарнира проводится его проверка по давлению на диаметраль-
ную плоскость:
vd = Al(d • h) < Rcd • m, (10.7)
где d— диаметр шарнира;
Rcd— расчетное сопротивление при диаметральном сжатии цилин-
дрических шарниров.
Круглые катки применяют диаметром от 130 до 350 мм, а
срезанные — до 400 мм. Ориентировочно диаметр катков может
быть намечен по эмпирической формуле dK = I + 130 мм (I берут
в метрах) и проверен по напряжениям, отнесенным к площади
диаметрального сечения:
= А1((1к ' 1к ' п) Rcd ' w’ (10-8)
где 1К, п — соответственно длина и число катков.
При устройстве срезанных катков их толщина должна быть
не менее 8/2 + 50 мм, где 8 — наибольшее перемещение под-
вижной опорной части.
Между осями катков принимают следующее расстояние:
круглые — dK + 20 мм;
2d.(b +15 мм)
срезанные — , ----.
AJ-s2
В скользящих опорных частях внешнее вертикальное уси-
лие передается между элементами по площадям, что принципи-
ально меняет расчетные схемы металлических элементов. В данных
конструкциях они являются прокладками, сжатыми распреде-
ленным давлением. Это позволяет назначать их толщины кон-
структивно или исходя из расчетов узлов прикрепления, на-
пример, направляющих силовых бортов и планок, бортов ста-
канообразных элементов и т.п.
В случае применения скользящих опорных частей также
проверяют их размеры в плане по прочности материала анти-
фрикционного слоя. Так, максимальное давление на листовой
фторопласт-4 в опорной части не должно превышать 40 МПа
от расчетной нагрузки, включающей собственный вес, предва-
403
рительное напряжение, усадку, ползучесть, температуру, вре-
менную вертикальную нагрузку, торможение и ветер. При дей-
ствии только собственного веса, предварительного напряже-
ния, усадки, ползучести и температуры максимальное давле-
ние не должно превышать 30 МПа. Для круглых листов фто-
ропласта указанные величины могут рассматриваться как
средние, а краевые напряжения не должны превышать 40 МПа
при расчетном загружении по второму случаю и 60 МПа —
по первому случаю.
При подборе скользящих опорных частей с фторопласто-
вым антифрикционным слоем следует учитывать, что минималь-
ное среднее давление на него не должно быть менее 10 МПа.
При меньшем давлении существенно повышается коэффициент
трения даже при положительной температуре.
Для тканых антифрикционных материалов типа «Даклен» с
основой из нитей СВМ, наклеенных на стальную поверхность,
разрушающие сжимающие напряжения составляют 130...150 МПа.
Соответственно, в скользящих опорных частях с использованием
таких материалов толщина слоя скольжения в плане не опреде-
ляет размеры опорных частей, т.к. фактические напряжения по
поверхности скольжения не превышают 30...35 МПа по условиям
ограничения давления на бетон подферменных площадок.
Глава 11. Расчет пролетных строений
с решетчатыми фермами и арками
11.1. Некоторые замечания по расчету
Расчет конструкций, имеющих основные несущие элементы
решетчатой (сквозной) системы (балочных, арочных, рамных,
комбинированных), также преследует цель гарантировать от
нежелательных в процессе строительства и эксплуатации пре-
дельных состояний, при которых сооружение перестает удов-
летворять предъявляемым к нему требованиям (см. п. 1.4).
Поэтому и в данном случае в значительной мере справедливы
положения, сформулированные ранее в п. 6.1.
Вместе с тем определенную специфику имеют конструктивно-
технологические решения пролетных строений с решетчатыми
главными фермами, такие, как порядок сборки, искусственное
включение балок проезжей части (ортотропной плиты) в работу
ездовых поясов либо же, наоборот, стремление исключить проез-
жую часть из совместной работы с поясами и др. Безусловно, это
накладывает свой отпечаток на последовательность выполнения
и методику расчета таких конструкций. Кроме того, отдельные
особенности будут отмечаться в следующих разделах данной главы.
В и. 7.3 рассмотрены особенности работы элементов решет-
чатого пролетного строения как составляющих единой про-
странственной системы. По-видимому, и метод расчета дол-
жен их отражать. В прежние времена такой подход был непре-
одолимой трудностью в расчетном отношении. Поэтому ин-
женеры стремились к упрощению конструктивных и расчет-
ных схем. Сейчас же любой специалист не испытывает особых
затруднений в расчетах конструкций по пространственной схеме,
сколь угодно сложной, имея в своем арсенале метод конечных
элементов и достаточно мощный компьютер.
Другое дело, что расчеты пространственных схем требуют
долгой и кропотливой работы по составлению, проверке и
отладке модели конструкции. Но подчас достаточно бывает
ограничиться приближенными прикидками с точностью, дос-
таточной для инженерных расчетов.
405
Приближенные методики, как правило, основываются на
расчленении общей пространственной схемы работы конструк-
ции на простые плоские рамы, балки, стержни и учете их вза-
имного влияния, использовании обычных решений сопротив-
ления материалов и статики сооружений.
При этом расчетную схему решетчатой конструкции прини-
мают в соответствии с ее проектной геометрической схемой,
без учета строительного подъема и деформаций под нагруз-
кой. Сварные и фрикционные соединения рассматривают как
неподатливые. Жесткие соединения элементов в узлах решет-
чатых ферм допускается принимать в расчетах шарнирными,
если при этом конструкция остается неизменной. Для главных
ферм отношение высоты сечения к длине элемента не должно,
как правило, превышать 1 : 15.
Необходимо обеспечивать пространственную неизменяемость,
прочность и устойчивость конструкции, ее элементов, деталей
и соединений под воздействием нагрузок, возникающих при
изготовлении, транспортировании и монтаже, а под воздей-
ствием эксплуатационных нагрузок и выносливость.
11.2. Расчет балочной клетки проезжей части
железнодорожного моста
Вспомним правило: расчет начинают с места непосредствен-
ного приложения временной подвижной нагрузки, т.е. с проез-
жей части пролетного строения (см. п. 6.1). В железнодорож-
ных мостах она работает в сложных условиях: через мостовое
полотно непосредственно воспринимает местную нагрузку колес
подвижного состава, передает ее в узлы главных ферм, взамо-
действуя с ними.
На практике применяют два различных подхода к проекти-
рованию балочной клетки проезжей части и ее связей с глав-
ными фермами.
Первый состоит в том, что проезжую часть считают ра-
ботающей только на непосредственно приложенную к ней
местную (постоянную и временную) нагрузку. Конструктив-
ными мерами, обеспечивающими эту предпосылку, могут быть
406
обеспечение свободного взаимного смещения продольных
балок и диагоналей нижних продольных связей главных ферм,
уменьшение горизонтальной изгибной жесткости попереч-
ных балок и др.
Второй подход, наиболее часто используемый при проекти-
ровании современных мостов, наоборот, предусматривает при-
нятие специальных мер к возможно более полному простран-
ственному взамодействию проезжей части с главными ферма-
ми. Достигают этого в основном за счет прикрепления диаго-
налей горизонтальных продольных связей главных ферм к
нижним поясам продольных балок, реже — постановкой спе-
циальных диафрагм и т.д.
Необходимо иметь в виду, что если в первом случае доста-
точно просто произвести расчет одной продольной и одной
поперечной балок, то второй расчет превращается в многоста-
дийный: рассчитав вначале балочную клетку на местную на-
грузку, вновь к ней возвращаются при последующем расчете
главных ферм. Принципальное значение играет этап монтажа
пролетного строения, на котором проезжая часть включается
в работу поясов главных ферм. А технологии сборки пролет-
ных строений таковы, что, как правило, совместную работу
можно учитывать только на временные нагрузки, действую-
щие при эксплуатации.
Проезжая часть, не включаемая в совместную работу с глав-
ными фермами. Определим сначала усилия в продольных и по-
перечных балках, необходимые для их расчета на прочность.
Действительная статическая работа продольных балок про-
езжей части приближается к работе многопролетных нераз-
резных балок на упруго проседающих опорах (деформирую-
щиеся поперечные балки и главные фермы). Для упрощения
допускается рассчитывать отдельную продольную балку как
разрезную с пролетом, равным расстоянию между осями по-
перечных балок (рис. 11.1, а). При этом опорный момент для
расчета «рыбок» и других элементов узлов сопряжения про-
дольных балок с поперечными допускается принимать рав-
ным О,6Л/о 5 (Л/q 5 — момент в середине пролета разрезной
продольной балки).
407
Рис. 11.1. Общий вид фер-
мы (а), план проезжей час-
ти (б), схема продольной
балки при расчете на проч-
ность (в) и выносливость (г)
Нормативную нагрузку (тс/м) от собственной массы двух
продольных балок с учетом массы связей между балками ори-
ентировочно можно определить по формуле
рпр б = 0,04г/ + 0,2, (11.1)
где d— панель продольной балки.
Расчетная постоянная нагрузка на одну балку составляет
Р = 0,5(у/>бЛтрб + т/мпрмп), <112)
где — нормативная нагрузка от мостового полотна, принимаемая при
езде на деревянных поперечинах 12,7 кН/м (1,3 тс/м), а на железобетон-
ных безбалластных плитах 22,6 кН/м (2,3 тс/м) пути;
V,6’ 7/мп — коэффициенты надежности по нагрузкам.
Значения усилий в продольной балке для расчета на проч-
ность находят следующим образом:
наибольший изгибающий момент в середине пролета —
= p-d^ + 0,5 У/9(1 + р) • <7О5 • г/2/8, (11.3)
408
наибольшая попереч-
ная сила у опоры —
= -б//2 + 0,5у/9(1 +
+ \a)qodl2, (11.4)
где (1 + ц) — соответствен-
но коэффициент надежности
по временной нагрузке и ди-
намический коэффициент;
<?0 5' #0 — эквивалентная вре-
менная вертикальная нагруз-
ка для линий влияния с пара-
метрами X = d и а, равными
соответственно 0,5 и 0.
Поперечные балки ре-
шетчатых пролетных
строений обычно рассчи-
тывают как элементы
рам, образованных попе-
речной балкой и примы-
кающими к узловым фа-
сонкам элементами глав-
ных ферм. В упрощенных
Рис. 11.2. Схемы для определения рас-
четных усилий в поперечной балке
расчетах допускается принимать поперечную балку как сво-
бодно опертую с пролетом, равным расстоянию В между ося-
ми главных ферм (рис. 11.2). При эскизных расчетах пренебре-
гают поперечным изгибом и собственным весом балок.
Поперечная балка воспринимает силы давления S от про-
дольных балок в смежных панелях. Наибольший изгибающий
момент в пролете балки на участке b при расчете на прочность
М = \р - со + 0,5у/(?(1 + |т)с/ • <о](Я - г>)/2, (11.5)
где <о— площадь линии влияния усилия 5. Значения q, (1 + у) и q при-
нимают для линий влияния при X = 2 d п а. = 0,5.
Наибольшая поперечная сила на концевых участках попе-
речной балки —
Q = Р • ® + 0,5у/(?(1 + p)q • со. (11.6)
409
В расчетах на выносливость уже оказывается недостаточ-
ным примитивных схем. Изгибающие моменты в продольных
балках следует находить как в неразрезных балках, загружая
временной нагрузкой соответствующие участки линий влия-
ния разного знака. Поскольку балка — с равными пролетами
и постоянной по длине жесткостью, линии влияния для нее
можно найти в любом справочнике.
Дальнейшим уточнением схемы является балка на упруго-
податливых опорах (см. рис. 11.1, б). Жесткость опор зависит
от изгибной жесткости поперечных балок и характеризуется
коэффициентом С], а в неосновных узлах главных ферм 1 и 3,
кроме того, и от продольной жесткости подвесок, характери-
зуемой коэффициентом с3.
Коэффициенты С] и с3 определяются по несложным методи-
кам, но дальнейшее построение линий влияния усилий в балке
с учетом податливости опор намного сложнее и в то же время
вносит лишь небольшие уточнения в результат расчета. По-
этому достаточно ограничиться рассмотрением обычной не-
разрезной равнопролетной балки.
Изгибающие моменты в неразрезной балке при расчете на
выносливость определяются по формуле
М' = 0,5(рпр б + рмп)|А + 0,5(1 + 2/Зц)е
г < п, (11.7)
где п — число участков линии влияния;
г — число участков линии влияния, загружаемых временной нагруз-
кой;
(Оу — площадь i-го участка;
— временная вертикальная нагрузка, которая создается подвиж-
ным составом, состоящим из нагрузки СК (загружающей только один
участок) и нагрузки 9,81 кН/м (К тс/м) пути.
Загружение ведется последовательно по участкам линии
влияния — отдельно справа налево и слева направо. При сим-
метричной линии влияния производится загружение в одном
направлении. В расчетах на выносливость максимальное и
минимальное усилия по линиям влияния определяют невыгод-
нейшим из загружений.
410
Изгибающий момент в поперечной балке при расчете ее на
выносливость
М' = 0,5(рпр б +рмл1)<о + 0,5(1 + 2/Зц)е • q • со. (11.8)
Значения (1 + 2/Зц), £ и q должны соответствовать линиям
влияния при Л, = 2d и а = 0,5. Площадь со подсчитывается так
же, как и в расчетах поперечной балки на прочность.
Проезжая часть, включаемая в совместную работу с главны-
ми фермами. В рассматриваемом случае усилия в продольных
балках от непосредственного воздействия местной временной
нагрузки как в расчетах на прочность, так и на выносливость
должны определяться с учетом неразрезности продольных ба-
лок и упругой податливости их опор в соответствии со схе-
мой, показанной на рис. 11.1, г. Дополнительно должны быть
учтены продольные осевые усилия, частично перераспределя-
емые с ездовых поясов под временной нагрузкой.
При эскизном проектировании можно воспользоваться следу-
ющим приемом. Предполагая, что осевые усилия N3pj в поясе
главной фермы и 7Vn б 7 в продольной балке в каждой панели при
совместной работе распределяются пропорционально площадям
их поперечных сечений, расчетное осевое усилие в продольной
балке i-й панели, равное уменьшению осевого усилия в иоясе
главной фермы, можно определить следующим образом:
^п.б.1 = *вр,Д - АЛА, + 4б,М (11.9)
где A j, Ап б f — площадь поперечного сечения брутто соответственно
ездового пояса главной фермы и продольной балки, расположенных в
i-й панели;
WBp,i — осевое усилие в поясе i-й панели от временной вертикальной
нагрузки, определенное без учета совместной работы с продольной балкой;
Т) = 0,65 + 0,02г — эмпирический коэффициент, учитывающий по-
датливость элементов включения;
i — порядковый от опорного узла номер панели пояса фермы.
Таким образом, вычислить усилия Nn б г- в продольных балках
проезжей части можно только после определения осевых уси-
лий 7VBp i в ездовых поясах главных ферм и их геометрических
характеристик Aj. В связи с этим рекомендуется сначала рас-
считать на прочность продольные балки только от воздействий
411
местной нагрузки. К расчету продольных балок, возможно, не
раз придется вернуться после расчета главных ферм.
Подбор сечений балок. Если не учитывать осевые растяги-
вающие усилия в продольных балках и изгиб в горизонталь-
ной плоскости поперечных, эти элементы проезжей части пред-
ставляют собой типичные двутавровые балки, изогнутые вер-
тикальными нагрузками в плоскости стенки балки. Их расчет
не отличается от расчета сплошностенчатых главных балок,
методика которого рассмотрена в и. 6.3.
Прочность растянутых с изгибом балок проверяется по
формуле (11.10), а выносливость — по формуле (11.11):
о = NyN/An + М1(я • < Ry т, (11.10)
°max,c/ = N'IA + М'1(к3 • W) < yw, • Ry т, (11.11)
где уд, — коэффициент (можно принимать приближенно равным 1). Остальные
обозначения известны из главы 6 и приведенного выше материала.
Подбор сечений балки начинается с назначения высоты. От
ее правильного выбора зависит не только материалоемкость
балочной клетки, но и конструктивные, а также технологичес-
кие параметры пролетного строения.
Оптимизация сечений сплошностенчатых балок с экономи-
ческих позиций уже рассматривалась в п. 6.3. В данном случае
балочная клетка обычно относительно невысока (1...1,5 м).
Поэтому имеет смысл прежде всего принять минимально воз-
можную толщину стенки (см. п. 6.7). Тогда высоту балки h
минимальной массы можно приближенно определить, исходя
из принятой толщины стенки tw и необходимого по расчету на
прочность момента сопротивления балки W:
' 3W
^(3vw/V/-l)
[2,4Ж
(11.12)
Опыт проектирования показывает, что в железнодорожных
мостах высота продольных балок обычно находится в предо
лах 1/5...1/8 длины панели проезжей части. Чтобы создать более
простую и надежную конструкцию прикрепления продольных
и поперечных балок, их высоты рекомендуется принимать
одинаковыми.
412
Наименьшая ширина поясных листов определяется услови-
ями закрепления на них мостового полотна и размещения скреп-
лений в узлах соединения продольных и поперечных балок.
Как правило, ширину принимают не менее 240 мм.
Расчет прикреплений. Схема узла соединения продольных и
поперечной балок при их равной высоте показана на рис. 11.3, а.
При расчете предполагается, что опорный изгибающий
момент Моп = 0,6Л/0 5, действующий в узле, воспринимается
только «рыбками». Усилие в «рыбке» без учета продольной
силы в балке —
N = Monl(h + Гр), (11.13)
где h — высота продольной балки;
/р — толщина «рыбки».
При включении проезжей части в совместную работу с глав-
ными фермами расчетное усилие в верхней (растянутой) «рыб-
ке» —
V(=7V+O’57Vn.6,P (И.14)
где Nn б / определяют по формуле (11.9).
Рис. 11.3. Схемы для расчета прикреплений: а — продольной балки
к поперечной балке; б — поперечной балки к узлу главной фермы
413
По усилию N или Np j подбирают сечение «рыбки» как цен-
трально растянутого элемента (с учетом ослабления его бол-
товыми отверстиями). Ширину «рыбки», как правило, прини-
мают равной ширине иояса продольной балки.
Число фрикционных болтов прикрепления «рыбки» рассчи-
тывают по формуле
п} > N/(m • Qbh • ns), (11.15)
где т — коэффициент условий работы (0,9 — для железнодорожных и
пешеходных мостов и 1 — для автодорожных);
Qbh — расчетное усилие, воспринимаемое одним болтоконтактом (см.
формулу 2.9);
п, — число болтоконтактов в соединении (в данном случае один).
Вертикальная стенка продольной балки присоединяется к
стенке поперечной балки с помощью уголков сечением не ме-
нее 100 х 100 х 12 мм. Эти соединения рассчитывают на воз-
действие поперечной силы Q, возникающей у опоры продоль-
ной балки.
Число заводских болтов п2 (/?д- — 2) и монтажных болтов /?3
(ns - 1), прикрепляющих соединительные уголки соответственно к
стенке продольной и поперечной балок, определяется по формуле
и2(«з) - QHm ‘ mb ’ Qbh ' ns>’ (11.16)
где ть — дополнительный коэффициент, в данном случае равный 0,9.
Схема прикрепления поперечной балки к узлу главной фер-
мы показана на рис. 11.3, 6. Поперечную балку прикрепляют
к узлу также уголками сечением не менее 100 х 100 х 12 мм.
Данный узел соединения воспринимает поперечную силу (опор-
ную реакцию S' поперечной балки) и изгибающий момент от
жесткого закрепления балки в узле. Неблагоприятное влияние
изгибающего момента на работу прикрепления учитывается
при определении числа болтов введением коэффициентов ус-
ловий работы т — 0,9 и ть = 0,85.
При расчете числа болтов п4, устанавливаемых на заводе,
следует учитывать, что они в отличие от болтов, прикрепляю
щих уголки к узлу главной фермы, имеют две плоскости тре
ния (ns = 2). Монтажные болты, установленные в пределах пояса
фермы, не включаются в расчетное число болтов и5.
414
Связи между продольными балками. Продольные балки в
каждой панели связываются между собой поперечными и про-
дольными связями (см. главу 7). В железнодорожных мостах
сплошностенчатые балки должны иметь продольные связи в
верхних и нижних поясах. Но из-за относительно небольшой
высоты продольных балок проезжей части достаточно одной
плоскости продольных связей (обычно в верхних поясах). При-
крепление продольных связей к стенкам балок в железнодо-
рожных мостах не допускается. Поперечные связи располага-
ют на расстояниях, не превышающих двух высот балок. Про-
дольные связи принимаются обычно треугольной или кресто-
вой системы, поперечные — крестовой или полураскосной. Не-
обходимо увязывать расположение элементов продольных и
поперечных связей, имея в виду, что они образуют общие про-
странственные узлы. Элементы связей центрируют обычно на
оси вертикальных стенок балок. Угол наклона диагоналей связей
целесообразно принимать равным 45...50°.
Элементы связей воспринимают сжимающие или растягива-
ющие усилия. Их минимальное сечение определяется прежде
всего требованиями допустимой предельной гибкости А,пр:
где /0 — свободная длина элемента;
rmin — минимальный радиус инерции поперечного сечения элемен-
та. Для железнодорожных мостов Хпр — 130, для автодорожных — 150.
Число болтов прикрепления элементов связей определяют по
формуле (11.15), в прикреплении их должно быть не менее двух.
11.3. Определение усилий в элементах главных ферм
и арок
При расчете пролетных строений с решетчатыми главными
фермами необходимо учитывать совокупность нагрузок и ус-
ловий. Кроме осевых сил, в общем случае учитывают и возни-
кающие в них изгибающие моменты. Изгиб может быть выз-
ван деформацией портальных рам от воздействия ветровых ферм,
жесткостью узлов фермы, внецентренным прикреплением свя-
юй, диафрагм, воздействием собственного веса элементов,
415
удлинением подвесок, эксцентричной передачей на опорные
части продольных сил от торможения поезда, вызывающей изгиб
элементов главных ферм, сходящихся в опорном узле, и др.
При эскизном проектировании обязательно принимают во
внимание изгиб опорных раскосов в плоскости портальных
рам. Расчет остальных элементов главных ферм допускается
производить только на действие осевых сил.
Может быть предложен следующий план расчета:
❖ построение линий влияния усилий в элементах фермы;
❖ определение по линиям влияния расчетных усилий от
постоянной нагрузки;
❖ определение по линиям влияния расчетных усилий от
временной вертикальной нагрузки для расчета на прочность
при первом сочетании нагрузок (постоянная + временная вер-
тикальная нагрузки);
❖ определение расчетных усилий от временной вертикаль-
ной нагрузки для расчета на выносливость;
❖ определение расчетных усилий для расчета на прочность
при втором сочетании нагрузок (постоянная + временная вер-
тикальная + ветровая нагрузки + поперечные удары подвиж-
ного состава + нагрузка от торможения или силы тяги).
Усилия от дополнительных сочетаний вычисляют не для всех
элементов фермы, а только для тех, в которых они могут быть
больше, чем в основных сочетаниях: поясов главных ферм, и
в основном ездовых поясов.
Если проезжая часть включена в совместную работу с по-
ясами, корректируют значения усилий в них и возвращаются к
расчету продольных балок (см. п. 11.2).
По найденным значениям усилий подбирают сечения всех
элементов фермы и проверяют их на прочность, устойчивость
и выносливость, производят расчет прикреплений элементов.
Затем проверяют конструкцию по второй группе предельных
состояний, т.е. по прогибам от нормативной временной на
грузки. Наконец рассчитывают и конструируют связи между
главными фермами.
Построение линий влияния усилий в разрезных балочных
фермах. Усилия в элементах ферм определяют с помощью ли
416
ний влияния, строя-
щихся обычными ме-
тодами строительной
механики. Растягива-
ющие усилия считают
положительными,
сжимающие — отри-
цательными.
Для примера на
рис. 11.4 показан вид
линий влияния усилий
в элементах треуголь-
ной фермы с дополни-
тельными стойками,
подвесками и шпренге-
лями, даны значения
наибольших их орди-
нат. Предполагается,
что шпренгель аЪ вме-
сте с нижним полу-
раскосом Ьс, полупод-
всской bd и участком
нижнего пояса ас об-
разует отдельную тре-
угольную фермочку
abc. При совмещении
правого раскоса и
нижнего пояса шпрен-
гельной фермочки с
полураскосом Ьс и нижним поясом ас основной фермы усилия
в совпадающих стержнях алгебраически складываются. Поэто-
му линии влияния для элементов фермы с дополнительными
шпренгелями строят сначала для основных элементов фермы
обычным способом, а затем линии влияния для раскосов и эле-
ментов нижнего пояса дополняют линиями влияния шпренгель-
ных фермочек, как показано на рис. 11.4, а, б. Линии влияния в
стержнях треугольной формочки abc приведены на рис. 11.4, в.
Рис. 11.4. Вид линий влияния усилий в эле-
ментах треугольной фермы со шпрснгельной
решеткой
."7—94 S3
417
Построение линий влияния усилий в элементах неразрезных
ферм. Линии влияния усилий в стержнях неразрезных ферм
обычно строятся при помощи компьютера, при этом может
быть использован метод сил.
Неразрезные пролетные строения с решетчатыми фермами
могут рассматриваться как объединение разрезных ферм, ко-
торые имеют над промежуточными опорами общий узел и
соединены между собой дополнительным элементом верхнего
пояса. Поэтому при расчете методом сил целесообразно при-
нимать в качестве лишних неизвестных усилия в соединитель-
ных элементах верхнего пояса. Перемещения по направлению
лишних неизвестных X] складываются из удлинений (укороче-
ний) всех основных элементов главных ферм. В разрезных
фермах, образующих основную систему, усилия от единичной
силы Xj = 1 определяется по формулам:
в поясах —
о'18»
в раскосах —
2VpZ = e/sin а, (11.19)
где Н — высота главных ферм (расстояние между осями поясов).
Эпюры Mj и Qj строят в разрезной балке пролетом /р при
загружении ее опорным моментом Моп = 1-Н. Моменты в
формулах (11.18) берутся в сечениях балки, находящихся под
моментными точками, соответствующими искомому усилию,
поперечная сила в формуле (11.19) — в той панели, где распо-
ложен раскос.
По аналогичным формулам определяют усилия в грузовых
состояниях, вызванных силой Р = 1, действующей поочередно
в каждом из узлов ездового пояса фермы.
Единичные и грузовые перемещения вычисляются по фор
мулам
п
к=1
NikNjk
ЕАк
1к\
(11.20)
418
. (L NikNрк
&ip = 1 'гл
fc=l EAk
lk’
(11.21)
где n — число элементов неразрезной фермы;
lk — длина элемента фермы с номером к',
ЕАк — осевая жесткость к-го элемента;
^ik’ Njk’ Npk — усилия в этом элементе от X/ = 1, А). = 1 и нагрузки
Р — 1 в одном из узлов.
Суммирование в формулах для 5;/ и Д;/? производится по
всем основным элементам фермы.
При составлении системы уравнений метода сил абсолютные
значения осевых жесткостей элементов ЕАк можно заменить
относительными значениями, задавшись ориентировочными
значениями относительных жесткостей элементов главных ферм.
Жесткостные характеристики уточняют по результатам расчета
сечений элементов на прочность и выносливость.
Окончательная запись системы уравнений, например, для
дважды статически неопределимой трехпролетной фермы име-
ет в матричной форме следующий вид;
$11 ^12 __Д1р
$21 322 Х2 Д2р
(11.22)
или в компактной записи:
D X = -X, (11.23)
где D — матрица единичных перемещений;
X, А — соответственно вектора лишних неизвестных и грузовых пе-
ремещений от единичной силы Р, приложенной в одном из узлов.
Решение системы уравнений (11.23) записывается в виде:
X=-D1- Д, (11.24)
где Л)1 — обратная матрица единичных перемещений.
Его решают столько раз, сколько положений единичной
силы принимается для построения линий влияния. Симмет-
ричную конструкцию неразрезной фермы достаточно пооче-
редно загрузить единичной силой в пределах одной полови-
ны общей длины.
419
По результатам расчета строят линии влияния лишних не-
известных, т.е. усилий в рассеченных стержнях. Окончатель-
ные значения ординат линий влияния усилий в элементах фер-
мы при двух лишних неизвестных находят из выражения
= + (11.25)
где усилие в Л'р/(-м элементе и величины неизвестных JVj и соответ-
ствуют одному из положений единичной нагрузки.
Вычисление ординат линий влияния по приведенным фор-
мулам достаточно трудоемко. Поэтому сейчас подобные рас-
четы выполняют с использованием вычислительной техники и
какого-либо программного комплекса.
Пренебрегая некоторым изменением жесткостей элементов
фермы по ее длине и влиянием деформаций раскосов на пере-
мещения узлов, можно рассматривать ферму как неразрезную
балку постоянной жесткости (рис. 11.5). В этом случае стати-
ческий расчет сводится к построению линий влияния изгибаю-
щих моментов и поперечных сил в неразрезной балке, от ко-
торых по формулам (11.18) и (11.19) можно перейти к линиям
влияния усилий в поясах и раскосах фермы.
В качестве лишних неизвестных при расчете неразрезной
балки принимаются опорные изгибающие моменты Мх и М2.
Коэффициенты системы уравнений метода сил определяют-
ся из выражений:
= (Ч + £-+1)/ЗЕ/ф; б,- ,-+1 = £,-+1/6Е/ф. (11.26)
Момент инерции эквивалентной неразрезной балки /ф мож-
но определить по формуле
'ф + Л[Г|)//’, (П.27)
где Ивп и Лнп — осредненные по длине фермы площади брутто сечений
верхнего и нижнего поясов. Остальные обозначения приведены на рис. 11.5.
Грузовые перемещения Д;- не равны нулю, если единичная
сила находится в пролетах £г- или £/+1. В этих случаях
= C(L — C)- (2L — Q/(6L Е1ф), (11.28)
где L — длина пролета, в котором находится сила;
С— расстояние от г-й опоры до единичной силы.
420
Это расстояние должно быть кратным длине панели фермы,
т.е. соответствовать положениям единичной силы во всех уз-
лах ездового пояса.
В результате многократного (по числу позиций единичной
силы) решения системы уравнений получаем ординаты линий
влияния опорных моментов неразрезной балки.
Рис. 11.5. Схема к упрощенному методу простроения линий влияния
в неразрезных фермах
421
При построении линии влияния изгибающего момента в
некотором промежуточном сечении «К» эквивалентной балки
(см. рис. 11.5) вычисляем ординаты по формуле
М(х) = Мр(х) + Xt 4 • (£г. - /1)/£/ + Xt • Zj/L,. (11.29)
Ординаты линии влияния поперечной силы в этом же сече-
нии определяются следующим образом:
е(х) = Qp{x) + (X, - X^J/L, (11.30)
Ординаты линии влияния поперечной силы в пределах про-
лета можно вычислять только для одного сечения. Для любо-
го другого линия влияния получается из построенной путем
перенесения единичного скачка в рассматриваемое сечение. Ор-
динаты линии влияния за пределами данного пролета сохра-
няют прежние значения.
Линии влияния моментов и поперечных сил, полученные в
соответствии с зависимостями (11.29) и (11.30), следующим об-
разом преобразовывают в линии влияния усилий в поясах ферм:
Nn = [Мр(х) + М. _! (Lf — /,)/£,. + Mt /j/LJ/Я (11.31)
и раскосах
= - 16/*) + Mz. jJ/LJ/sin а, (11.32)
где Мр(х) —линия влияния изгибающего момента в сечении разрезной
балки, соответствующем моментной точке усилия в поясе;
Qp{x) — линия влияния поперечной силы в панели, где расположен
рассматриваемый раскос.
Линии влияния усилий в раскосах должны иметь переда-
точную прямую в пределах указанной панели.
Построение линий влияния усилий в арочных фермах. Как
следует из главы 8, в больших металлических мостах применя-
ют в основном трех- и двухшарнирные арки.
Трехшарнирная арка статически определима, и расчетные
усилия М, N и Q в ее сечениях могут быть определены из ус-
ловия равновесия. Они достаточно просто выражаются через
распор Н, балочные моменты и перерезывающую силу Qq
следующими равенствами:
М = Мб-Ну; (11.33)
422
N = Qg- sin ф +
+ H cos <p; (11.34)
Q ~ Q6 ’ cos <p -
- H sin <p, (11.35)
где <p — угол наклона касатель-
ной к оси арки в точке с орди-
натой у.
Формулами (11,33)...(11.35)
определяется способ постро-
ения линий влияния для рас-
четных усилий (рис. 11.6)
в виде алгебраического
суммирования линий вли-
яния для Л/g, Н, Qg после
перемножения ординат
этих линий влияния на со-
Рис. 11.6. Линии влияния ядровых мо-
ментов трехшарнирной арки
ответствующие коэффициенты (у, sin ф, cos ф).
На рис. 11.6 показана расчетная схема арки, которая может
быть как сплошностенчатой, так и с решетчатыми фермами1 .
В последнем случае, имея построенные линии влияния М, N и
Q, несложно перейти к определению усилий в поясах Nni и
раскосах N- арочной фермы:
Nni = NJ2 + MJHr (11.36)
Npi: ~ б/sin a;-, (11.37)
где Hj — высота арочной фермы в i-й ее панели;
ctj — угол наклона раскоса по отношению к оси арки в той же панели.
Аналогичный прием может быть использован и для двух-
шарнирных арок.
1 Очертание оси заменяющей сплошностенчатой арки аналогично ис-
ходной решетчатой арке.
423
Определение усилий в элементах главных ферм. Расчетные
силовые воздействия на элементы пролетных строений опре-
деляют в соответствии со следующим общим выражением —
5 = У.р ' Sp + я, Т/, О + i и) с S, + &1, S„ (11.38)
где у^ р ,уу q — коэффициенты надежности соответственно к посто-
янным нагрузкам, вертикальной нагрузке от подвижного состава и к
другим временным нагрузкам, вводимым в расчет;
д л,- — коэффициенты сочетаний соответственно к вертикальной
нагрузке от подвижного состава и к другим временным нагрузкам, при-
нимаемые в зависимости от рассматриваемого сочетания нагрузок;
1 + — динамический коэффициент к вертикальной нагрузке от
подвижного состава, в расчетах на прочность с, = 1 и = 2/3 — на вы-
носливость;
£ — понижающий коэффициент к временной нагрузке СК, вводи-
мый только в расчетах на выносливость элементов железнодорожных
мостов.
Первый член (11.38) представляет собой расчетное усилие
от постоянных нагрузок, второй — от вертикальной времен-
ной нагрузки подвижного состава, третий — от других учиты-
ваемых в расчетах временных нагрузок.
Сначала находят усилия в элементах фермы от нагрузок
первого сочетания для расчетов на прочность и выносли-
вость 2V£. При этом с учетом выражения (11.38)
Ni = 4p-NP + lf<rV + (И.З9)
/V) = Np + (\ + 2/Зц) • £ -/V£/, (11.40)
где Np, N(I — осевые усилия в элементах ферм соответственно от воздей-
ствия следующих нормативных нагрузок: постоянной от собственного
веса конструкций и временной вертикальной от подвижного состава.
При расчетах на прочность и устойчивость поясов и раско-
сов главных ферм необходимо учитывать воздействие на них
нагрузок второго сочетания. Кроме нагрузок, учитываемых
первым сочетанием, в него дополнительно входят следующие
горизонтальные нагрузки: поперечная ветровая, поперечные
удары подвижного состава и продольная нагрузка от тормо
424
жения или силы тяги. Рассмотрим порядок определения уси-
лий в поясах ферм от воздействия указанных нагрузок.
Нормативная горизонтальная поперечная ветровая нагруз-
ка qw на 1 м фермы верхних или нижних горизонтальных свя-
зей, поясами которых являются пояса главных ферм, опреде-
ляется по формуле
«» = МО,2 к'р /1ф • с„_ф + к’р (Лп ч - Л„) <и. „ , +
+ к’р '*„.е <V„J. <1141)
где W— нормативная ветровая нагрузка, принимаемая по СНиП;
йф, hn ч, /гп, /гп с— высоты соответственно главной фермы (по осям),
проезжей части (от ее низа до головки рельса), ездового пояса главной
фермы, прикрывающего соответствующую площадь проезжей части, же-
лезнодорожного подвижного состава (Лп » 3 м);
cw, ф’ cw, п.ч’ cw, пс — аэродинамические коэффициенты соответственно
для главных ферм, проезжей части и подвижного состава (принимаются
по СНиП);
0,2 коэффициент заполнения решетчатых ферм;
кр, кр — коэффициенты участия верхних и нижних горизонталь-
ных связей в восприятии ветрового давления соответственно на глав-
ные фермы и проезжую часть с подвижным составом в зависимости от
характеристик горизонтальной жесткости пролетных строений (можно
принимать приближенно кр - 0,6, к"р - 0,8 — для ездового пояса и
кр - 0,4 — для неездового пояса).
Усилие в элементе пояса главной фермы от нормативной
ветровой поперечной нагрузки приближенно можно опреде-
лить по формуле
^ = ^-« (/св-«)/2Л (11.42)
где В — расстояние между осями главных ферм (в плане);
а — расстояние от ближайшего конца фермы связей до середины
панели пояса, в котором определяется усилие;
/св — расчетный пролет горизонтальной фермы связей.
Нормативная поперечная (равномерно распределенная) на-
грузка от ударов подвижного состава для железнодорожных
425
мостов считается приложенной в уровне головки рельса и со-
ставляет qy - 0,59К кН/м (0,06К тс/м). Долю участия нижних
и верхних продольных связей ферм в ее восприятии, как и при
распределении давления ветра, допускается учитывать коэф-
фициентом к"р. Осевое усилие Ny в поясном элементе главных
ферм вычисляют по аналогии с предыдущей формулой
Ny = к"р • qy • а (/св - а)/2В. (11.43)
Одновременное воздействие на мосты ветровой нагрузки и
нагрузки от поперечных ударов подвижного состава не рас-
сматривается. Поэтому при определении расчетных усилий в
поясах ферм от нагрузок второго сочетания ударные нагрузки
учитывают в случаях, когда их влияние превосходит воздей-
ствие ветра.
Продольная тормозная нагрузка от подвижного состава с
проезжей части воспринимается ездовыми поясами главных ферм
и затем передается на неподвижные опорные части. Осевые
усилия в ездовых поясах пролетных строений с двумя главны-
ми фермами (при предположении, что диагонали связей в каж-
дой панели прикрепляют к продольным балкам проезжей ча-
сти) от нормативных тормозных нагрузок можно определить
по формуле
NT,i = 9т11Р -0 -1 )<в]/2> (11 -44)
где </.Г — нормативная продольная нагрузка от торможения или силы
тяги, принимаемая для железнодорожных мостов в размере 10 % от вре-
менной вертикальной нагрузки;
/р — расчетный пролет главной фермы;
i — порядковый номер панели связей ездового пояса фермы, считая
от неподвижного опорного узла;
rfCB — панель горизонтальной фермы продольных связей по ездо-
вым поясам.
Поскольку нагрузка от поперечных ударов подвижного
состава не вводится в расчеты одновременно ни с ветровой,
ни с тормозной нагрузками, при определении усилий в ездо-
вых поясах главных ферм от нагрузок второго сочетания ее
можно не учитывать.
426
Таким образом, расчетные осевые усилия в рассматриваемой
панели фермы от нагрузок второго сочетания будут равны:
в неездовых поясах —
= У/ р ‘ NP + П(/ • Ур /1 + + (П„ • Y/ w • Nw
или цу • у 2Vy); (11.45)
в ездовых поясах —
= Ур Р • NP + • Ур /1 + + Пк. yf w • Nw+
+ nT • Ур т • NT’ (11-46)
гДе Пи» Нт, Пу — коэффициенты сочетаний соответственно к ветровой,
тормозной и ударной нагрузкам;
У/, и” Ур, т» У/ у— коэффициенты надежности к указанным нагрузкам.
Приведенные формулы касаются случая невключенной про-
езжей части. При включении проезжей части в совместную
работу с ездовыми поясами главных ферм усилия в элементах
ездовых поясов приближенно могут быть определены на осно-
ве зависимости (11.9) по следующим формулам
от нагрузок первого сочетания —
N1= У/р NP + yf, + v)Nq • АЛ(А.+ Л.б>]; (11-47)
от нагрузок второго сочетания —
= У/, р Np + lv У/, (/1 + № + Пи-- Ур w- nw+
+ Пт ’ Y/ T ‘ WT] • J/RJ, + Ап б> ,.)Г|]. (11.48)
В расчеты поясов на прочность и устойчивость вводится
ббльшее из значений TVj или ^j.
11.4. Подбор сечений и расчет прикреплений
элементов
При подборе сечений элементов главных ферм должен быть
учтен целый ряд условий, вытекающих из взаимосвязи их в
узлах на протяжении пролетного строения, а также ряд техно-
логических требований по изготовлению и монтажу.
По конструктивным соображениям высоту и ширину сече-
ний поясов обычно выдерживают одинаковыми по всей длине
427
пролетного строения. При этом для облегчения заказа на ме-
талл стремятся к возможно меньшему числу различных про-
филей и_ размеров сортамента металла. Подбирают сечения
элементов балочных разрезных главных ферм обычно в такой
последовательности.
Задавшись высотой и шириной пояса в средней панели с
наибольшим усилием, эскизно подбирают его сечение так, чтобы
толщины листов имели запас по сравнению с минимально
допустимыми размерами. Затем подбирают сечение элементов
крайних панелей фермы. Если при минимально допустимых
толщинах листов расчетные напряжения в сечении окажутся
чрезмерно низкими, то уменьшают высоту и ширину сечения в
средней панели.
При этом учитывают, что для унификации длины поперечных
балок проезжей части и исключения прокладок в прикреплениях
балок к главным фермам расстояние между внутренними узловы-
ми фасонками должно быть одинаковым во всех узлах. Также во
избежание постановки прокладок между фасонками и отдельны-
ми элементами решетки нужно выдерживать постоянное расстоя-
ние между внутренними и наружными фасонками всех узлов.
После того, как подобраны сечения элементов по усилиям,
действующим в эксплуатационный период, проверяют их дос-
таточность, исходя из заданного способа монтажа пролетного
строения. Следует учесть, что при определенных способах
монтажа в элементах решетки могут возникать не только по-
вышенные усилия, но и усилия обратного знака. Например,
при навесном монтаже в нижних поясах крайних панелей раз-
резных ферм растягивающие усилия превращаются в сжимаю
щие, возрастая в несколько раз по величине. То же касается
растянутых (в эксплуатационный период работы пролетного
строения) раскосов, которые при монтаже внавес оказываются
сжатыми, а стойки —«нулевые элементы» — начинают рабо
тать на сжатие под нагрузкой от монтажного крана.
В подобных ситуациях либо назначают сечения по более невы
годным, чем эксплуатационные, условиям производства работ, либо
переходят на такой способ монтажа, при котором усилия в эле
ментах фермы в основном не превышают эксплуатационные.
428
После того, как окончательно подобраны сечения всех эле-
ментов пролетного строения, детально конструируют узлы. Для
этого сначала намечают оси стержней, примыкающих к узлу,
затем по размерам подобранных сечений вычерчивают верти-
кальные листы. Контуры пояса и стойки (подвески) определя-
ют глубину заведения в узел раскосов. Ее желательно исполь-
зовать полностью, особенно для сжатых раскосов, т.к. листо-
вые фасонки недостаточно жестки и могут выпучиться от про-
дольных сжимающих усилий в раскосах. Подвеску (стойку)
доводят до ездового пояса, т.к. она служит диафрагмой в ме-
сте прикрепления поперечной балки проезжей части.
Далее на чертеж наносят продольные и поперечные риски
фрикционных болтов всех стержней. Расчетное число болтов в
прикреплениях раскосов размещают с максимально возмож-
ной плотностью, за исключением крайнего (к контуру фасон-
ки) поперечного ряда в растянутом раскосе. Чтобы сохранить
одинаковый рисунок отверстий, во всех фасонках назначают
одинаковыми положения продольных рисок (дорожек) и рас-
стояния между ними у обоих раскосов. Расстояния от центра
узла до первых поперечных рисок делают равными, или же
разность между ними принимают кратной шагу болтов. Так
определяют размеры болтовых полей, обведя по максималь-
ным из них контуры фасонки (контуры проводят обычно под
прямым углом к оси каждого элемента).
Во избежание эксцентриситета прикрепления (а значит появ-
ления изгибающего момента в элементе) болты внутри поля при-
крепления размещают так, чтобы центр тяжести болтового поля
находился на оси элемента. Прежде всего это касается сечений
элементов, несимметричных относительно горизонтальной оси.
При подборе сечений стержней решетки фермы прочность эле-
ментов в расчетных сечениях проверяют по следующим формулам:
по нормальным напряжениям при осевом растяжении или сжатии
а = NIAn<R- т; (11.49)
где Л'— расчетное осевое усилие, определяемое по п. 11.3;
Ап — площадь сечения нетто;
Ry — расчетное сопротивление стали;
т — коэффициент условий работы.
429
по нормальным напряжениям при растяжении или сжатии с
изгибом в одной из главных плоскостей — по формуле (11.10),
Проверка общей устойчивости сжатых, сжато-растянутых или
сжато-изогнутых стержней фермы производится по формуле
о = NIA < ф • Ry • т, (11.50)
где А — площадь сечения брутто;
< р — коэффициент продольного изгиба, определяемый в зависимости от
гибкости элемента X и приведенного относительного эксцентриситета ееу.
Гибкость элемента определяется по формуле
\ = lefli = lejl{IIA)m, (11.51)
где /еу — расчетная длина элемента;
z, 1 — соответственно радиус и момент инерции сечения.
Значения коэффициента ф для центрально сжатых элемен-
тов (ееу = 0) приведены в табл. 11.1.
Значения коэффициента продольного изгиба
для центрально сжатых стержней
Таблица 11.1
Гибкость X Марки стали
16Д 15ХСНД 10ХСНД 15ХСНД-40 14Г2АФД 15Г2АФДпс 12Г2МФТ
0 0,93 0,93 0,93 0,93
10 0,92 0,92 0,92 0,92
20 0,90 0,90 0,90 0,90
30 0,88 0,88 0,88 0,88
40 0,85 0,85 0,84 0,84
50 0,82 0,80 0,79 0,78
60 0,78 0,74 0,73 0,69
70 0,74 0,67 0,63 0,59
80 0,69 0,58 0,53 0,46
90 0,63 0,48 0,43 0,35
100 0,56 0,40 0,35 0,29
ПО 0,49 0,35 0,30 0,23
120 0,43 0,30 0,26 0,21
130 0,38 0,27 0,23 0,19
140 0,34 0,24 0,21 0,17
150 0,31 0,22 0,19 0,15
430
В наиболее распространенных случаях расчетную длину
элемента принимают равной следующим параметрам:
для поясов, опорных раскосов и опорных стоек как в
плоскости, так и из плоскости фермы — расстоянию между
центрами смежных узлов проектной геометрической схемы за
исключением раскосов и стоек, расположеных над промежу-
точными опорами неразрезных пролетных строений, для кото-
рых свободная длина принимается как для элементов решетки;
для прочих элементов решетки в плоскости фермы — 0,8
от геометрической длины элемента; из плоскости фермы —
расстоянию между узлами, закрепленными от смещения из
плоскости фермы (узлы прикрепления поперечных связей);
для элементов продольных и поперечных связей в плос-
кости связей — расстоянию между центрами прикреплений
элементов; из плоскости связей — расстоянию между пересече-
ниями оси элемента с линиями прикреплений фасонок связей
к элементам ферм (балок).
Нормами проектирования мостов ограничены гибкости стер-
жневых элементов, которые не должны превышать следующие
величины:
100 — для элементов главных ферм, работающих на сжатие
или на сжатие и растяжение, а также для элементов поясов
главных ферм, работающих на растяжение в железнодорож-
ных мостах, в автодорожных — 120;
150 — для работающих только на растяжение элементов
главных ферм, кроме поясов, а также для элементов ферм,
служащих для уменьшения свободной длины;
130 — для работающих на сжатие или на сжатие и растяже-
ние элементов продольных связей и опорных поперечных свя-
зей в железнодорожных мостах, 150 — в автодорожных, при
этом работающих только на растяжение — 180;
150 — для работающих на сжатие или растяжение элемен-
тов поперечных связей в пролете.
Расчет на выносливость элементов главных ферм, работаю-
щих на осевые усилия, проводится по п. 6.3.
Подобрав сечения элементов, необходимо выполнить рас-
чет их прикреплений. Элементы решетки главных ферм совре-
431
менных болтосварных пролетных строений прикрепляют вер-
тикальными листами к узловым фасонкам-накладкам внахле-
стку при помощи болтов с одной плоскостью трения. Расчет
прикрепления проводится на расчетное усилие (а опорных
раскосов на TVj или Лц) по формуле (11.15).
При расчете прикреплений элементов решетки необходимо
проверять прочность узловых фасонок на «выкалывание», т.е.
на отсутствие в них опасных перенапряжений. Ее контролиру-
ют по вероятному сечению разрушения. Оно обычно проходит
по крайнему ряду болтов у конца прикрепляемого элемента (линия
Ьс на рис. 11.7, а) и по кратчайшим расстояниям от центров
крайних болтов в этом ряду до краев фасонки (линии ab и cd).
а
Рис. 11.7. Схема «выкалывания» фасонки (а) и схема стыка
вертикального листа пояса (б); 1..3 — накладки
432
Расчетное сопротивление материала фасонки по отдельным
участкам опасного сечения —
Ra = Q,615Ry m(0,212a + 1), (11.52)
где а — угол в радианах между рассматриваемой площадкой и осью
прикрепляемого элемента.
Толщина фасонки t назначается из условия
(11.53)
где N— расчетное максимальное усилие, приходящееся на одну фасон-
ку от прикрепляемого элемента;
Z], /2, Z3 — длины участков опасного сечения с учетом ослабления
отверстиями для болтов (см. рис. 11.7, а).
Наименьшая толщина узловых фасонок главных ферм же-
лезнодорожных мостов принимается равной 12 мм, автодорож-
ных — 10 мм. Наибольшая для всех мостов — 16 мм.
Для удобства изготовления и монтажа стыки поясов главных
ферм целесообразно размещать в центре узлов. Стыки перекры-
вают при помощи накладок. В пределах высоты поясов роль
накладок выполняют и узловые фасонки. Необходимо стремить-
ся к тому, чтобы каждая часть сечения пояса (вертикальные и
горизонтальные листы с учетом их ослаблений) была прикрепле-
на соответственно приходящейся на нее части общего усилия.
Условие прочности стыка —
^тах/тн < Ry-m-^Ani, (11.54)
где Л'п)ах — расчетное максимальное усилие в более мощном из стыкуе-
мых элементов пояса;
тн — коэффициент условий работы накладок, равный для растяну-
тых поясов 0,9, для сжатых — 1;
I — суммарная площадь сечения стыковых накладок нетто по
оси стыка (включая узловую фасонку).
Порядок расчета прикрепления накладок в стыке с помощью
высокопрочных болтов проиллюстрован на примере стыка вер-
тикального листа элемента пояса главной фермы (рис. 11.7, б).
Стыкуемые листы разной толщины с наружной стороны пере-
крыты фасонкой и накладкой, а с внутренней — одной наклад-
кой, прикрепляемой к более тонкому листу через прокладку.
28—9453
433
Общую необходимую площадь сечения всех накладок
по оси стыка находят из выражения (11.54). При удалении от
центра стыка в обе стороны по мере включения в работу сты-
куемых листов усилия в накладках уменьшаются. Если учесть,
что во фрикционных соединениях толщина стыковых накла-
док, как и узловых фасонок, не должна превышать 16 мм, то
становится очевидной целесообразность перекрытия стыков
поясов (особенно сильно нагруженных) несколькими наклад-
ками разной длины.
Расчет прикрепления накладок болтами ведется из предпо-
ложения, что усилие Атах распределяется между накладками
пропорционально их площадям. Усилие N] в z-й накладке —
= (11.55)
Число высокопрочных болтов, соединяющих со стыкуемым
листом каждую полунакладку, должно соответствовать пол-
ному восприятию действующего в ней усилия. Для стыка, по-
казанного на рис. 11.7, б:
п1 = N}/m Qbh- п2 = (У( + N2)/ni Qbb, п3 = N3/m Qbh.
Длина накладок зависит от условий размещения в них тре-
буемого числа болтов, а фасонок, как правило, — условий
прикрепления к ним раскосов.
Аналогичным образом рассчитывают стыки других составных
частей стыкуемых элементов (горизонтальных листов). Усилия,
приходящиеся на несоединенные в стыке горизонтальные листы
коробчатых и Н-образных поясов, должны суммироваться с уси-
лиями в перекрываемых накладками вертикальных листах.
11.5. Расчет решетчатых пролетных строений
по второй группе предельных состояний
При расчете металлических пролетных сооружений по вто
рой группе предельных состояний определяют их максималь
ные прогибы от временной нормативной нагрузки. В разрез
ных балочных строениях прогибы определяют в середине про
лета, в неразрезных — в середине наибольшего пролета. Если
исследуется мостовая конструкция с несимметричным распре
434
делением изгибной жесткости, то приближенно можно считать,
что точка наибольшего прогиба находится на расстоянии 1/3
длины пролета от того опорного сечения, момент инерции
которого меньше.
В арочных конструкциях максимальные прогибы реализуют-
ся в четвертях пролета при загружении половины пролетного
строения. При этом имеет место S-образная форма прогиба.
Определение перемещений мостовых конструкций в насто-
ящее время выполняется с использованием компьютерных про-
грамм, основу которых составляют методы статики деформи-
руемых систем.
Прогибы стержневых систем можно рассчитать также упро-
щенный методами на основе аналогии между решетчатыми и
сплошностенчатыми балочными пролетными строениями.
Применяя универсальную формулу Мора и пренебрегая
незначительными изгибающими моментами и поперечными
силами, возникающими в элементах решетчатых пролетных
строений при загружении их какой-либо нагрузкой, определя-
ем прогиб фермы в середине пролета
v= Z г.л Ik’
к=\ ЕАк
(11.56)
где 1к — длина к-го стержневого элемента;
А\. — усилия в этомже элементе от равномерно распределенной
нагрузки и от единичной силы Р, приложенной в центральном узле фермы;
EAfc — фактические значения осевых жесткостей элементов фермы;
п — число элементов фермы.
При оценке жесткости конструкции усилия N в элементах
фермы определяют загружением соответствующих линий вли-
яния. В разрезных фермах усилия от нормативной нагрузки
можно определять приближенным способом на основе эпюр
моментов и поперечных сил, построенных для разрезной бал-
ки такой же длины пролета по формулам (11.18), (11.19).
Моменты М при определении усилий в поясах 7Vn берут в
тех сечениях балки, которые находятся под моментными точ-
ками, соответствующими искомому усилию. Поперечная сила
Q берется в той панели, где расположен раскос.
435
По аналогичным формулам определяют усилия Nk в эле-
ментах фермы от единичной силы Р, приложенной в середине
пролета.
Аналогия между решетчатой фермой и балкой может быть
использована при приблизительном определении прогибов
неразрезной фермы. В этом случае для фермы как балки ус-
ловно постоянной жесткости прогиб в каком-либо сечении
пролетного строения находим по формуле
т = [/, - /2(2М(/!) • Lx + Мьл • Z] + Мх- 12) +
+ q ' /Г 12(1] +11)124^]/Е1ф, (11.57)
где М(/[) — изгибающий момент, определяемый по формуле (11.58) при х = Ц.
М(х) = (1 - х / Lt) + х I + qx (Lt - x) / 2. (11.58)
где jH — опорные изгибающие моменты в неразрезной балке i-
го пролета неразрезной фермы, Lj — длина данного пролета, /| и /2 —
расстояния соответственно от левой и правой опор z-ro пролета до сече-
ния, в котором определяется прогиб.
Момент инерции эквивалентной неразрезной балки вычис-
ляется по формуле (11.27).
При определении прогибов конструкции удобно также
пользоваться их линиями влияния. Так, линию влияния проги-
ба трехшарнирной арки в четверти ее пролета в пределах ле-
вой полуарки строят на основе равенства
+ (И-59)
где т)а — ордината линии влияния прогиба арки в четверти пролета на
расстоянии а от левой пяты;
Т]° — то же, для основной системы (криволинейной балки);
— ордината линии влияния распора в том же сечении;
5^ — прогиб основной системы в четверти пролета под действием
распора Н=\\
&H=f-l2/(UATEI3). (11.60)
Ординаты линии влияния прогибов основной системы и
четверти пролета определяют по формулам
436
т]° = [7all — 16(а//)3]/3/(128Е • /3) при а < //4; (11.61)
Т]д = [33а// — 48(а//)2 + 16(а//)3 — 1]/3/(384£ • /3)
при а > 114. (11.62)
Вычисленные значения прогибов не должны превышать
предельно допустимые значения, установленные нормами про-
ектирования мостов.
11.6. Расчет портальных рам и связей между фермами
Портальные рамы. В пролетных строениях с ездой понизу
опорные поперечные связи располагаются в плоскости опор-
ных раскосов и образуют с ними и опорными поперечными
балками проезжей части портальную раму (рис. 11.8). Она
необходима для обеспечения пространственной неизменяемос-
ти пролетного строения и передачи горизонтальной попереч-
ной нагрузки с верхних продольных связей между фермами в
опорные узлы пролетного строения.
При оценке прочности и устойчивости опорных раскосов
от воздействия нагрузок второго сочетания в общем случае,
Рис.11.8. Схема к расчету портальной рамы
437
кроме ветра или поперечных ударов подвижного состава, вы-
зывающих изгиб раскосов в плоскости портала, принимают
во внимание также их изгиб в плоскости главных ферм от
внецентренного приложения тормозных сил.
Точный расчет портальных рам и связей между главными
фермами выполняют с использованием вычислительной тех-
ники и какого-либо программного комплекса, позволяющего
моделировать решетчатое пролетное строение в виде простран-
ственной рамы с приложением расчетных нагрузок в соответ-
ствующих узлах.
При эскизном проектировании портальной рамы можно
ограничиться учетом только ветровой нагрузки. Приближен-
ный способ определения усилий в элементах портальной рамы
от воздействия на нее опорного давления верхних продольных
связей главных ферм, вызванного ветровой поперечной нагруз-
кой, заключается в следующем. Нормативная величина ветро-
вого давления определяется зависимостью
y=4w-Jc^ (Н.63)
где q — нормативная ветровая нагрузка на ферму верхних горизон-
тальных связей, определяемая по формуле (11.41);
где 7 — длина этой фермы.
При деформации рамы по схеме, показанной пунктиром на
рис. 11.8, расстояние от оси нижнего пояса до точки перегиба
опорных раскосов вычисляется следующим образом:
/0 = (2/р + с)/[2(/р + 2с)], (11.64)
где 7р — длина опорного раскоса.
Изгибающие моменты в опорных раскосах (в плоскости
портала) от воздействия нагрузки V
Мj = М2 = V • /0/2; М3 = Л/4 = V(c - /0)/2. (11.65)
Перенос усилия V в уровень перегиба опорных раскосов
соответствует приложению в точках 0 горизонтальных сил от
нормативного давления ветра:
У и = (П-66)
438
Расчетное осевое усилие в опорном раскосе при воздействии
нагрузок второго сочетания определяется по формуле
N1I = Чр ‘ Np + ’ V <7(1 + + % 'W (1 1-67)
Расчет опорного раскоса на прочность от воздействия на-
грузок второго сочетания производится по формуле (11.10).
Усилия в элементах портальных связей —
Р/2 • cos Р;
^5-6 = ^3 4 = "У/, w • ^2. (11.68)
Продольные связи между фермами. В элементах связей воз-
никают осевые усилия от следующих нагрузок: вертикальных
(постоянной и временной), действующих на пролетное строе-
ние, и временной горизонтальной поперечной от давления ветра.
Усилия в элементах связей от вертикальных нагрузок на
пролетное строение вызываются продольными деформациями
поясов и продольных балок, вовлекающих в работу элементы
связей. В продольных связях с крестовой, ромбической и тре-
угольной решетками, не соединенных с продольными балками
или соединенных при наличии в них разрывов, усилия в эле-
ментах связей от вертикальных нагрузок при приближенным
расчете определяются по формулам:
в раскосах крестовой решетки, когда распоркой связей яв-
ляется поперечная балка, —
Nd, в= cos2 а + ст/ sin2 а); (11 -69)
в других раскосах крестовой решетки —
Nd, в = ’ Ad~ cos2 + 2^f/ ‘ sin2 а/Ас); (11.70)
в раскосе ромбической решетки —
Nd в “ Ad cos2(X/(l + 2ЛЙ • sin3otA4c +
+ А(1 • В1 • cos3 а!М,Г); (11.71)
в раскосе треугольной решетки—
Nd в = cf' Ad ' cos2 + ^Ad ’ s^n3 +
+ • В2 • cos3a/12Z); (11.72)
439
в распорке связей с любой решеткой —
^с,в = <Nd, в, lin + в, rec) Sin О 1 -73)
где N(j в, Nc в — усилия соответственно в раскосе и распорке связей;
Nd в lin’ Nj в гес — усилия в раскосе соответственно с левой и пра-
вой сторон от распорки;
Оу— нормальное напряжение в поясе главной фермы;
оП(у— средние (вычисленные с учетом неравномерности распреде-
ления изгибающих моментов по длине балки) напряжения в нижнем по-
ясе поперечной балки;
Ad, Ас — площадь сечения соответственно раскоса и распорки свя-
зей; в случае, когда распоркой является поперечная балка, в формулах
(11.69)...(11.73) следует принимать: Ае = о»;
I— момент инерции пояса главной фермы относительно вертикаль-
ной оси;
а — угол между раскосом связей и поясом главной фермы.
Усилия в элементах продольных связей с полураскосной
решеткой от вертикальной нагрузки можно не учитывать.
Из приведенных формул видно, что для определения уси-
лий необходимо знать площади поперечных сечений диагона-
лей и распорок связей. Предварительно площади сечений можно
назначать по предельным гибкостям этих элементов.
При определении осевых усилий в элементах связей от
горизонтального поперечного давления ветра рассматрива-
ется шарнирно опертая по концам горизонтальная ферма,
загруженная равномерно распределенной ветровой нагруз-
кой qw (рис. 11.9).
При продольных
связях с крестовой
решеткой усилие от
ветровой нагрузки в
одной диагонали,
расположенной в па-
нели i фермы связей,
определяется по фор
„ ,, „ „ „ муле
Рис. 11.9. Схема к расчету продольных связей
между главными фермами
440
и, - = ± 1,5<7j/CB - (2i - l)JCB]/4sin a, (11.74)
где qH — нормативная ветровая нагрузка на 1 м фермы связей;
1,5 — коэффициент надежности ветровой нагрузки;
/св — расчетный пролет фермы связей;
</св — панель фермы связей.
В качестве расчетного усилия в диагонали принимается
большее значение из следующих двух:
^ = ^>в; (11.75)
В,Р + ^d, В, ч + 0,5^ w, (11.76)
где Nd в — усилие в диагонали от постоянной нагрузки, определяе-
мое по формуле:
(11-77)
Nd. e,q — усилие в диагонали от временной вертикальной нагрузки:
Л/а,в,<? = Лга,в-^,в,г (11-78)
Усилия в элементах продольных связей, используемых для
включения балочной клетки проезжей части в совместную рабо-
ту с поясами главных ферм, определяют в результате рассмотре-
ния конкретной горизонтальной фермы, образованной поясами
главных ферм, связями и балочной клеткой проезжей части.
11.7. Особенности расчета пролетных строений
автодорожных мостов
Поскольку габарит автодорожных мостов существенно шире
габарита однопутных железнодорожных, одной из отличитель-
ных особенностей решетчатых пролетных строений с ездой
понизу автодорожных мостов является конструкция проезжей
части (см. п. 7.8).
В них также широко распространена проезжая часть в виде
балочной клетки, состоящей из поперечных балок, крепящихся
в узлах главных ферм, и продольных балок. Их число, как пра-
вило, больше двух, а высота продольных балок меньше высоты
поперечных балок (рис. 11.10, а). Поверху такой конструкции
устраивается железобетонная плита проезда, причем расстоя-
441
Рис. 11.10. Схема проезжей части авто-
дорожного моста с балочной клеткой (о)
и схема определения максимального
давления на продольную балку (б): 1 —
главные фермы; 2 — железобетонная
плита; 3 — дорожное покрытие;
4 — поперечная балка; 5 продольные
балки
ние между продольными
балками, помимо экономи-
ческих соображений, дик-
туется приемлемым проле-
том железобетонной пли-
ты при работе ее на мест-
ную нагрузку поперек мо-
ста. В современной прак-
тике все большее распрос-
транение получает проез-
жая часть в виде металли-
ческой ортотропной пли-
ты (см. рис. 7.49).
Прежде всего рассмот-
рим особенности расчета
элементов проезжей части
обоих типов.
Расчет проезжей час-
ти с балочной клеткой.
В балочной клетке авто-
дорожных мостов про-
дольные балки, как прави-
ло, не включаются в совме-
стную работу с ездовыми
поясами главных ферм по
следующим причинам:
* при наличии в попе-
речном сечении нескольких продольных балок, высота которых
меньше высоты поперечных, это затруднено конструктивно;
* доля временной нагрузки от суммарной вертикальной нагруз-
ки много меньше, чем в железнодорожных мостах, а так как совме-
стная работа учитывается только на действие временной вертикальной
нагрузки, то включение оказывается малоэффективным.
Иногда железобетонную плиту объединяют упорами с верх-
ними поясами продольных и поперечных балок, превращая их
в сталежелезобетонные (см. главу 5). Методика расчета стале-
железобетонных сечений рассмотрена в п. 6.5.
442
В простейшем случае продольная балка рассчитывается как сво-
бодно опертая, однопролегная, с пролетом, равным расстоянию d
между поперечными балками (панели фермы). Постоянная нагруз-
ка на одну балку складывается из веса всех слоев дорожного по-
крытия, железобетонной плиты и собсгвенного веса балки. Для
эскизных расчетов вес дорожного покрытия рд п можно принимать
равным 2,5...3 кН/м2 (0,25...0,3 тс/м2). Толщина железобетонной плиты
обычно находится в пределах 0,16...0,2 м, нагрузка от веса плиты —
4,0...5,0 кН/м2 (0,4...0,5 тс/м2). Собственный вес продольной балки
можно приближенно оценить по формуле (тс/м2)
Тпр.б = °’06 + °'0Ы- (11.79)
Тогда расчетная постоянная нагрузка на одну балку составляет
Р = fy, Д.п /’д.п + V, пл • /’пл)6 + У/, б • /’пр. б’ (11-80)
где д п, у^ пл, уд б — коэффициенты надежности по нагрузке соответ-
ственно от веса дорожного покрытия, железобетонной плиты и метал-
локонструкций (1,5; 1,1 и 1,1);
b — расстояние между осями продольных балок.
Распределение временной нагрузки между балками можно
принять по закону рычага (рис. 11.10, б). При этом вводят
коэффициент поперечной установки характеризующий долю
от веса одной полосы нагрузки, приходящуюся на рассчиты-
ваемую продольную балку:
tn
^=^/2, (11.81)
7=1
где i — номер полосы нагрузки АК;
J — номер колеи г-й полосы нагрузки, при этом т равно 2 или 1 и
показывает, с двух или с одной колеи z-й полосы нагрузка передается на
расчетную балку.
Наибольший изгибающий момент в продольной балке при
расчете на прочность
MG 5 = pd2/S +yf v (I + M)V(^1 + 0,6 )d2IS +
’ n i=2
+ yf p(l + p)P (d/2 - 0,75), (11.82)
где yj- v yj- p — коэффициенты надежности по нагрузке соответственно
от равномерно распределенной и тележки;
443
v — интенсивность равномерно распределенной нагрузки;
Р — осевая нагрузка от тележки;
— коэффициент поперечной установки для полосы нагрузки, ока-
зывающей наиболее неблагоприятное воздействие на расчетную балку;
п — число полос нагрузки, воздействующих на расчетную балку.
Наибольший изгибающий момент в продольной балке при
расчете на выносливость —
М' = К/’д.п + РПЛ)Ь + /’пр. б^2/8 +
+ (1 + 2/Зц)т(^ + 0,6 )d2/8 +
+ (1 +2/3p)pS^i (J/2 -0,75). (11.83)
i=l
Наибольшая поперечная сила в опорном сечении продоль-
ной балки
п
Qo = pd!2 + „ (1 + p)v(^ + 0,6 )^/2 +
+ Y/p(l +p)PZ^(2-l,5/J). (11.84)
По найденным усилиям подбирают сечения продольной балки
аналогично балкам железнодорожных мостов.
Расчет поперечной балки. Поперечная балка рассчитывает-
ся как свободно опертая с пролетом В, равным расстоянию
между осями главных ферм пролетного строения.
Независимо от того, опирается ли плита проезжей части
непосредственно на поперечную балку или нет, условно можно
принять, что как постоянная, так и временная вертикальная
нагрузки передаются на поперечную балку через продольные.
При этом наибольший изгибающий момент в поперечной балке
возникает в месте прикрепления средней продольной балки.
При вычислении расчетных изгибающих моментов распо-
ложение временной нагрузки (независимо от числа продоль
ных балок) можно принять симметричным относительно оси
моста (рис. 11.11, а). При этом число полос нагрузки АК, раз
мещаемой на мосту, не должно превышать установленного числа
полос движения. При многополосном движении в каждом па
444
Рис. 11.11. Схемы к определению расчетных усилий в поперечной балке
автодорожного моста: а — загружение на максимальный изгибающий
момент; б — загружение на максимальную поперечную силу
445
правлении и отсутствии разделительной полосы на мосту ось
крайней левой (внутренней) полосы нагрузки каждого направ-
ления движения не должна располагаться ближе 1,5 м от осе-
вой линии или линии, разделяющей направления движения.
Силы давления продольных балок S2,..., Si на попереч-
ную определяются формулой
= [р + „(1 + + Ту, /1 + 10F • ^(2 - L5/J), (11.85)
где р - расчетная постоянная нагрузка на продольную балку;
Е- — коэффициент поперечной установки для г-й продольной балки;
при определении ур р принимается X = 2d.
Коэффициенты поперечной установки для продольных
балок неодинаковы и вычисляются соответственно размеще-
нию полос нагрузки относительно каждой продольной балки:
• у/2. (11.86)
Для тележек АК независимо от полосы нагрузки л,- = 1. Для
равномерно распределенной нагрузки v коэффициент полос-
ности 5г- принимает два значения: 1 или 0,6. Для одной полосы
нагрузки, оказывающей наиболее неблагоприятное воздействие
на поперечную балку, л- = 1, а для остальных полос нагрузки,
независимо от их числа, $г- = 0,6.
Схеме на рис. 11.11, а соответствуют следующие значения:
£1 = Ji/2; = 0^2 + Ъ)/25 ^3 = 0^4 + °’6^5)/2’
^4=0,6(у6 + у7)/2;£5 = 0,6у8/2.
Ординаты эпюры моментов в поперечной балке рассчиты-
ваются по формулам
Му = Rn с; М2 = Кл(с + b) - S, • h;
М3 = Rn (с + 2b) -2Sy - b-S2 b, ... , M5 = Rn • c,
где Rn и Rn — опорные реакции.
Чтобы построить эпюры расчетных поперечных сил Q и
поперечной балке, полосы нагрузки следует сдвинуть к одной
из главных ферм, например, к левой (рис. 11.11, б). При этом
ось крайней полосы нагрузки должна быть расположена не ближе
446
1,5 м от ограждения разделительной полосы. Для приведенного
примера коэффициенты поперечной установки составят:
= У}12-, = (у2 + 0,6у3)/2; = (у4 + 0,6у5)/2;
^4 = 0,6у6/2; = 0,6у7/2.
Ординаты эпюры поперечных сил определяются из выражений
Qx = [S,(4/? + с) + S2(3b + с) + S3(2b + с) + S4(b + с) + .S'5 • с]/В;
Q2 = Ql-Sl;
Q3 = Q2 - S2 и Т-Д- (11.87)
По найденным усилиям подбирают сечения поперечной балки,
рассчитывают прикрепления продольных и поперечных балок.
Методика расчета аналогична расчетам пролетных строений
железнодорожных мостов.
Расчет проезжей части с металлической ортотропной пли-
той. При проезжей части с ортотропной плитой ездовые пояса
главных ферм устраивают в виде значительно более мощных,
развитых в высоту коробок, нежели в главных фермах с узло-
вым прикреплением поперечных балок проезжей части. Выз-
вано это тем, что пояса, помимо осевых усилий, работают на
значительные изгибающие моменты от местных вертикальных
нагрузок, приложенных в пределах панели фермы.
Покрывающий лист ортотропной плиты обычно распола-
гают в одном уровне с верхними горизонтальным листами
коробок поясов и соединяют с ними на монтаже. Таким об-
разом, пояса, покрывающий лист и продольные ребра ортот-
ропной плиты работают единым сечением на все нагрузки,
постоянные и временные. Поперечные ребра ортотропной
плиты по-прежнему рассматривают как разрезные балки,
работающие пролетом, равным расстоянию между осями глав-
ных ферм.
Описанная конструкция имеет единственное существенное
отличие от сплошностенчатых коробчатых балок с ортотроп-
ной плитой — помимо изгибающих моментов, сечение воспри-
нимает осевые усилия.
447
Здесь ортотропную плиту также следует рассчитывать в две
стадии:
работа элементов плиты на местную нагрузку — методика
расчета рассмотрена в п. 6.2;
работа подкрепленного ребрами покрывающего листа в
составе сечения ездового пояса, подверженного воздействию
осевых усилий с изгибом. Ширина покрывающего листа, вклю-
чаемого в состав сечения пояса, определяется аналогично сплош-
ностенчатым балкам (см. п. 6.3). Продольные нормальные
напряжения в элементах плиты по стадиям суммируют.
При этом прочность и выносливость сечения элемента ез-
дового пояса с присоединенной частью плиты проверяют со-
ответственно по формулам (11.10) и (11.11).
Особенности расчета главных ферм. Элементы главных ферм,
узлов и соединений рассчитывают в основном как при проекти-
ровании железнодорожных мостов. При определении усилий
вводят соответствующие коэффициенты надежности, динамичес-
кие коэффициенты и коэффициенты сочетаний нагрузок.
Как уже отмечалось, в автодорожных пролетных строениях
продольные балки не включаются в совместную работу с по-
ясами главных ферм. Однако главные фермы однопутных же-
лезнодорожных мостов от вертикальных нагрузок загружены
приблизительно равномерно. В автодорожных мостах из-за
возможности расположения временной нагрузки в произволь-
ном месте проезжей части любая из ферм может оказаться
перегруженной по отношению к другой.
Рассмотрим способ определения величины временной на-
грузки, приходящейся на одну главную ферму в пролетных
строениях с ездой понизу.
При расчетах элементов главных ферм по прочности и устойчи-
вости следует рассматривать два случая воздействия нагрузки АК:
> невыгодное размещение на проезжей части (в которую
не входят полосы безопасности) числа полос нагрузки, не пре-
вышающего полос движения. При этом одновременно учиты-
вается нагрузка на тротуарах (рис. 11.12, «);
> при незагруженных тротуарах невыгодное размещение на
всей ширине проезжей части (в которую входят полосы безо-
пасности) только двух полос нагрузки (рис. 11.12, б).
448
Рис. 11.12. Схемы к определению усилий в элементах главных ферм авто-
дорожного моста: а , б — два случая загружения временной нагрузкой
АК; в — наиневыгоднейшее загружение линии влияния усилия в раскосе
29-9453
449
При этом оси крайних полос нагрузки АК должны быть
расположены не ближе 1,5 м от кромки проезжей части (пер-
вый случай) и от ограждения проезжей части (второй случай).
В расчетах главных ферм на выносливость следует рассматри-
вать только первый случай загружении нагрузкой АК.
При определении усилий в элементах конструкций необхо-
димо руководствоваться следующими правилами загружении
линий влияния: при наличии линий влияния, имеющих три или
более участка разных знаков, тележкой загружается участок,
дающий для рассматриваемого знака наибольшее значение
усилия. Равномерно распределенной нагрузкой (с необходи-
мыми ее перерывами по длине) загружают все участки, вызы-
вающие усилие этого знака (рис. 11.12, в).
Осевые усилия N в элементах конструкции определяются по
следующим формулам
первый случай (см. рис. 11.12, о) —
г пт
N - рс Е®,- + y/v(l + р)т(^ + 0,6 ) X®, +
/=1 i=2 J-\
+ Т/,/1 + (01 + п2) + Уу Т • ч • Т G1 -88>
второй случай (см. рис. 11.12, б) —
г т
N = pc2^ + W1 + + О,6^2) Ею,- +
М ’ 7=1
+ Y/,p0 +Р)рЕ^ (П1 +п2)(^1 + ^2); (11.89)
рс = (Т/, д.п • Рд.и +4f, пл • /’пл)0,5В + yf б • ргл б, (11.90)
где рс — постоянная нагрузка на одну ферму;
р б — собственный погонный вес главной фермы;
В — расстояние между осями ферм;
(о,- — площадь z-ro участка линии влияния;
г — число участков линии влияния;
т — число участков линии влияния, загружаемых временной рас-
пределенной нагрузкой v;
п — число полос нагрузки, воздействующих на расчетную ферму;
q — нормативная временная нагрузка на тротуары;
у г Т — коэффициент надежности к нагрузке на тротуары;
Г — ширина тротуара;
г] .— ординаты линии влияния элемента (см. рис. 11.12, в);
Е,Т — коэффициент поперечной установки к нагрузке на тротуаре.
450
11.8. Конструктивные и технологические требования
Общие конструктивные и технологические требования к
проектированию металлических конструкций мостов изложе-
ны в и. 6.7. Здесь приводятся только требования, касающиеся
пролетных строений с решетчатыми главными фермами.
Для всех решетчатых пролетных строений должна быть
обеспечена геометрическая неизменяемость как при эксплуа-
тации, так и в стадии монтажа за счет устройства простран-
ственных связей.
Пролетные строения с «открытыми» поясами в железнодо-
рожных мостах допускаются только при наличии технико-эко-
номического обоснования и при условии закрепления свобод-
ных поясов жесткими рамами в плоскостях поперечных балок,
а в проезжей части — поперечными связями.
Если имеются элементы, жестко связывающие пояса балок
или ферм (например, железобетонная или стальная плита), можно
не устраивать продольные связи в соответствующей плоско-
сти, не требующиеся по условиям монтажа.
В арочных пролетных строениях продольные связи следует
устраивать в плоскости одного из поясов арок и в плоскости
проезжей части, если она не имеет плиты. При решетчатых
арках следует предусматривать поперечные связи между ними
и продольные связи по обоим поясам.
Продольные связи следует центрировать в плане с поясами
главных ферм, эксцентриситеты в прикреплении из плоскости
связей должны быть минимальными.
Прикрепление балок проезжей части с помощью торцовых
листов, приваренных к стенке и поясам балки, не допускается.
Стенки продольных и поперечных балок в пролетных строени-
ях железнодорожных мостов, как правило, следует соединять с
помощью вертикальных уголков и фрикционных соединений.
В пролетных строениях всех мостов следует обеспечивать
неразрезность продольных балок на всем протяжении, а при
наличии разрывов в проезжей части — на участках между ними.
В пролетных строениях с проезжей частью, не включенной в
совместную работу с главными фермами, необходимо предус-
матривать тормозные связи.
451
Наименьшую толщину деталей элементов решетчатых про-
летных строений принимают по расчетам на прочность, устой-
чивость и выносливость, но не менее указанной в табл. 6.11.
Допускается следующая наибольшая толщина проката (мм):
в сварных элементах из углеродистой и низколегированной
сталей — 60;
в стыковых накладках и узловых фасонных листах при при-
менении фрикционных соединений — 16.
Чтобы уменьшить число соединительных сварных швов,
сечения составных элементов решетчатых ферм надо проекти-
ровать из минимального числа деталей.
В решетчатых главных фермах материал элементов коробча-
того и Н-образного сечений должен быть сконцентрирован в
листах, расположенных в плоскости фермы. Пояса, сжатые эле-
менты ферм, как правило, выполняют коробчатого сечения.
В составных элементах решетчатых ферм отношение £ рас-
четной ширины b к толщине t листов по условию устойчиво-
сти листов не должно превышать следующих значений:
у вертикальных и горизонтальных листов коробчатых эле-
ментов — 60;
у горизонтальных листов Н-образных элементов — 45;
у листов со свободными (неокаймленными) свесами — 20;
у листов со свесами, окаймленными уголками или ребрами — 30.
За расчетную ширину b листа следует принимать:
• если продольные кромки закреплены:
для элементов с болтовыми соединениями — расстояние
между ближайшими рисками болтов, присоединяющих данный
лист к перпендикулярным ему листам или соединительным
связям;
для сварных и прокатных элементов — расстояние между
осями указанных листов;
• если закреплена одна продольная кромка:
для элементов с болтовыми соединениями — расстояние от
свободного края листа до ближайшей риски болтов;
для сварных и прокатных элементов — расстояние от сво-
бодного края листа до оси ближайшего листа, расположенно-
го перпендикулярно данному.
452
В сжатых элементах Н-образного сечения толщина гори-
зонтального листа должна составлять от толщины tj соединя-
емых листов не менее:
0,4 — в элементах с болтовыми соединениями;
0,6 — в сварных и прокатных элементах при tj < 24 мм и 0,5
при tf > 24 мм.
Конструируя узлы главных ферм, следует обеспечивать ме-
стную устойчивость сжатых зон узловых фасонок, при необхо-
димости подкрепляя свободные кромки окаймляющими угол-
ками или ребрами.
В конструкциях с фрикционными соединениями должна быть
возможна свободная постановка высокопрочных болтов, плот-
ное стягивание пакета болтами и закручивания гаек с приме-
нением гайковертов и динамометрических ключей. Соедине-
ния следует проектировать с компактным расположением бол-
тов. В соединениях, где их очень много, диаметр следует на-
значать возможно большим.
Число высокопрочных болтов должно быть не менее двух в
прикреплениях связей главных ферм и проезжей части и в каждом
продольном ряду прикрепления или стыковой накладки (счи-
тая от оси стыка).
В стыках и прикреплениях растянутых и сжато-растянутых
элементов число болтов в двух первых поперечных рядах (счи-
тая от сечения элемента или накладки с полным усилием) сле-
дует принимать одинаковым, в последующих — постепенно
увеличивать. В стыках и прикреплениях уголков с двухрядным
расположением болтов первый болт должен быть расположен
у обушка.
Число рядов болтов вдоль усилия должно быть минимальным.
Полную длину высокопрочных болтов назначают из усло-
вия, чтобы верх гайки после затяжки находился ниже границы
фаски резьбы болта.
Непосредственно прикрепленная площадь элементов решет-
чатых главных ферм в узлах и стыках должна составлять не
менее 50 % от всей рабочей площади элемента. При непрямом
перекрытии площади сечения надо уменьшать эксцентриситет
в прикреплении накладок и увеличивать их длину.
453
В конструкции не должно быть соприкасающихся несоеди-
ненных частей, щелей, зазоров, пазух и корыт. В местах воз-
можного скопления влаги необходимо устраивать дренажные
отверстия диаметром не менее 50 мм.
Ветви сжатых составных стержней с болтовыми соединения-
ми, а также сжато-изогнутые сварные элементы в местах воз-
действия сосредоточенных сил должны быть подкреплены по-
перечными диафрагмами. В сварных коробчатых и Н-образных
элементах ферм их рекомендуется приваривать или прикреп-
лять на болтах только к вертикальным листам с зазором между
диафрагмами и горизонтальными листами не менее 50 мм.
Приваривать вспомогательные детали (кронштейны, элементы
перил и тротуары, навигационные знаки и сигналы и др.) не-
посредственно к элементам главных ферм и балок проезжей
части не допускается. Их следует прикреплять на болтах.
В железнодорожных пролетных строениях запрещено также
приваривать элементы продольных и поперечных связей к
ребрам жесткости и фасонкам связей, прокладки — к основ-
ным элементам, а в конструкциях северного исполнения — и
противоугонные уголки к поясам балок.
В сварных коробчатых и Н-образных элементах главных
ферм железнодорожных мостов разрешено применять только
сплошные или перфорированные горизонтальные листы. Со-
единительные планки применяют только в элементах связей
железнодорожных мостов и в тех элементах автодорожных,
городских и пешеходных мостов, для которых по выносливо-
сти можно соединять планки с основными частями сечения без
специальных мер, снижающих концентрации напряжений.
Длина промежуточных планок должна быть не менее 0,75
от расстояния между рядами болтов (или сварными швами)
прикрепления планки. Концевые планки в сжатых и сжато-
растянутых элементах следует делать в 1,7 раза длиннее про-
межуточных, а в растянутых — в 1,3 раза. Концевые планки
должны ставиться как можно ближе к узлу.
Число болтов прикрепления одной стороны планки должно быть
4 для элементов, работающих на временную нагрузку, 3 — рабо-
тающих только на постоянную нагрузку и 2 для — нерабочих
элементов.
454
В сварных коробчатых и Н-образных элементах допускает-
ся выход перфорации на торец элемента.
В болтосварных пролетных строениях северного исполне-
ния допускается применение стыковых, а в конструкциях обыч-
ного исполнения — также накладных компенсаторов ослаб-
ления сечения болтовыми отверстиями. Ширина компенсато-
ра из стали марок 16Д, 15ХСНД и 10ХСНД, 390-14Г2АФД и
390-15Г2АФДпс должна быть соответственно не более 44, 38 и
36 его толщин. При большей требуемой ширине необходимо
применять два раздельных компенсатора, расстояние между их
швами — не менее 60 мм.
Для решетчатых болтосварных ферм автодорожных, город-
ских и пешеходных пролетных строений обычного исполнения
можно применять узловые фасонки-вставки и фасонки-пристав-
ки, соединяемые с поясами сваркой. Они должны иметь плав-
ные переходы радиусом не менее 250 мм к поясу. Расстояние
от стыка пояса и фасонки-вставки до начала выкружки в ней
должно быть не менее 70 мм. Для стыковых швов фасонок-
вставок растянутого и сжато-растянутого поясов следует пре-
дусматривать механическую обработку. У фасонок-приставок
надлежит выполнять полное проплавление всей толщины с воз-
можностью неразрушающего контроля, а также механическую
обработку концов фасонок.
455
РЕКОМЕНДУЕМАЯ ЛИТЕРАТУРА
1. Владимирский С.Р. Современные методы проектирова-
ния мостов. — СПб.: Папирус, 1998. — 493 с.
2. Гибшман М.Е., Попов В.И. Проектирование транспорт-
ных сооружений. — М.: Транспорт, 1988. — 447 с.
3. Ильясевич С.А. Металлические коробчатые мосты. — М.:
Транспорт, 1970. — 280 с.
4. Мамлин Г.А. Производство конструкций стальных мос-
тов. — М.: Транспорт, 1994. — 391 с.
5. Металлические мосты / Протасов К.Г., Теплицкий А.В.,
Крамарев С.Я., Никитин М.К. — М.: Транспорт, 1973. — 352 с.
6. Мосты и тоннели на железных дорогах / В.О. Осипов,
В.Г. Храпов, Б.В. Бобриков и др.; Под ред. В.О. Осипова. —
М.: Транспорт, 1988. — 367 с.
7. Новожилова Н.И., Шайкевич В.Л. Применение сталей
высокой прочности в мостовых конструкциях. — СПб.: Изд.
СПГУ, 1992. — 240 с.
8. Потапкин А.А. Проектирование стальных мостов с учетом
пластических деформаций. — М.: Транспорт, 1984. — 200 с.
9. Проектирование металлических мостов / А.А. Петропав-
ловский, Н.Н. Богданов, Н.Г. Бондарь и др.; Под ред. А.А. Пет-
ропавловского. — М.: Транспорт, 1982. — 320 с.
10. Пунин А.Л. Архитектура отечественных мостов. — Л.:
Стройиздат, 1982. — 152 с.
11. Рокки К.С., Эванс Х.Р. Проектирование стальных мос-
тов. Пер. с англ.; Под ред. А.А. Потапкина. — М.: Транспорт,
1986. — 245 с.
12. СНиП 2.05.03-84*. Мосты и трубы / Минстрой России. — М.:
ГП ЦПП, 1996. — 214 с.
13. Стрелецкий Н.Н. Сталежелезобетонные пролетные стро-
ения мостов. — М.: Транспорт, 1981. — 360 с.
14. Организация, планирование и управление в место- и
тоннелестроении: Учебник для вузов ж.-д. транспорта / Под
ред. С.Р. Владимирского. — М.: Маршрут, 2002. — 416 с.
456
I
Оглавление
ПРВДИСЛОВИЕ...........................................3
Глава 1. Общие сведения о металлических мостах........6
1.1. Особенности и область применения.................6
1.2. Краткие исторические сведения о развитии
металлических мостов..................................8
1.3. Системы металлических пролетных строений........16
1.4. Основные положения проектирования
и расчета металлических мостов.......................22
Глава 2. Материалы и типы соединений металлоконструкций.29
2.1. Характеристики материалов, их механические свойства
при различных условиях и воздействиях................29
2.2. Применяемые стали...............................36
2.3. Основные типы соединений металлоконструкций.....48
2.4. Расчетные характеристики соединений.............56
Глава 3. Балочные пролетные строения со сплошными
стенками для железнодорожных мостов..................59
3.1. Особенности и область применения................59
3.2. Пролетные строения с ездой поверху
и безбалластным мостовым полотном....................62
3.3. Пролетные строения с ездой поверху на балласте..80
3.4. Пролетные строения с ездой понизу...............89
Глава 4. Балочные пролетные строения со сплошными
стенками автодорожных и городских мостов.............96
4.1. Основные типы пролетных строений................96
4.2. Конструкция и особенности работы главных балок,
проезжей части, связей...............................101
4.3. Пролетные строения, применяемые в гибкой технологии... 124
4.4. Приемы регулирования усилий в неразрезных балках...131
4.5. Конструкция мостового полотна по ортотропной плите
проезжей части......................................138
457
Глава 5. Сталежелезобетонные пролетные строения.......145
5.1. Основные типы и область применения...............145
5.2. Объединение железобетонных и стальных частей
конструкции для совместной работы.....................150
5.3. Приемы предварительного напряжения
и регулирования усилий................................156
5.4. Пролетные строения железнодорожных мостов.........159
5.5. Пролетные строения автодорожных мостов со сплошными
стенками..............................................167
5.6. Особенности сталежелезобетонных пролетных строений
с решетчатыми фермами.................................176
Глава 6. Расчет балочных пролетных строений со сплошными
стенками..............................................181
6.1. Задачи и последовательность выполнения расчета...181
6.2. Расчет ортотропной плиты проезжей части..........183
6.3. Расчет главных балок на прочность, устойчивость
и выносливость........................................195
6.4. Расчет конструкций по второй группе предельных состояний ..216
6.5. Особенности расчета сталежелезобетонных пролетных
строений.............................................218
6.6. Расчет связей, деталей и соединений..............229
6.7. Конструктивные и технологические требования......233
Глава 7. Балочные пролетные строения с решетчатыми фермами .... 242
7.1. Общие сведения...................................242
7.2. Схемы решеток главных ферм и связей..............248
7.3. Особенности работы пролетного строения
как пространственной сист емы.........................256
7.4. Эволюция конструктивных решений
пролетных строений железнодорожных мостов.............261
7.5. Современные принципы применения решетчатых
пролетных строений....................................281
7.6. Особенности пролетных строений с ездой поверху...301
7.7. Пролетные строения с неразрезными и консольными
решетчатыми фермами...................................306
458
7.8. Особенности автодорожных мостов и мостов
под совмещенную езду...............................310
7.9. Пролетные строения мостов скоростных
и высокоскоростных железнодорожных магистралей......318
Глава 8. Арочные пролетные строения..................323
8.1. Основные особенности и область применения......<323
8.2. Мосты со сплошностенчатыми арками...............331
8.3. Мосты с решетчатыми арками......................341
Глава 9. Пролетные строения комбинированных систем
и рамные мосты.....................................34^
9.1. Общая характеристика............................347
9.2. Арки с затяжкой............................... 353
9.3. Арки с балкой жесткости.........................364
9.4. Другие виды комбинированных систем............ 369
9.5. Рамные мосты....................................376
Глава 10. Опорные части металлических мостов.........379
10.1. Назначение и виды опорных частей...............379
10.2. Неподвижные опорные части..........................383
10.3. Подвижные опорные части............................389
10.4. Подбор, расстановка и расчет опорных частей....397
Глава 11. Расчет пролетных строений с решетчатыми фермами
и арками...........................................405
11.1. Некоторые замечания по расчету.................405
11.2. Расчет балочной клетки проезжей части
железнодорожного моста.............................406
11.3. Определение усилий в элементах главных ферм и арок.415
11.4. Подбор сечений и расчет прикреплений элементов.427
11.5. Расчет решетчатых пролетных строений
по второй группе предельных состояний..............434
11.6. Расчет портальных рам и связей между фермами...437
11.7. Особенности расчета пролетных строений
автодорожных мостов................................441
11.8. Конструктивные и технологические требования....451
РЕКОМЕНДУЕМАЯ ЛИТЕРАТУРА.............................456
459