- •Вариант 1.
- •Часть 1. Разработка вариантов железобетонного моста под железную дорогу. Вариант 1
- •Вариант 2
- •Сравнение вариантов
- •Часть 2. Расчёт балочных пролётных строений моста.
- •2.1.Расчёт проезжей части пролётных строений. Определение расчётных усилий.
- •Расчёт сечений плиты.
- •2.2. Расчёт главных балок пролётного строения. Определение расчётных усилий.
- •Расчёт балки из обычного железобетона.
- •Список использованной литературы:
2.2. Расчёт главных балок пролётного строения. Определение расчётных усилий.
Постоянная нагрузка на пролётное строение складывается из собственного веса конструкции и веса мостового полотна.
Нормативная нагрузка на 1 пог.м. главной балки определяется , кН/м:
от собственного веса
p1= = =27,02 кН/м;
от веса мостового полотна с ездой на балласте
р2= = =17,64 кН/м,
где V и lп- объём железобетона и полная длина пролётного строения;
n- число главных балок;
hб- толщина слоя балласта;
bб- ширина балластного корыта.
Коэффициенты надёжности по нагрузке f для постоянных нагрузок при расчёте на прочность принимаются:
для собственного веса конструкции f1=1,1;
для веса мостового полотна с ездой на балласте f2=1,3.
При расчёте на прочность нормативная временная нагрузка по схеме СК используется в расчётах в виде
эквивалентной нагрузки К кН/м, соответствующей наиболее тяжёлой нагрузке от состава с локомотивом;
распределённой нагрузки 9,81К кН/м, от веса гружёных вагонов состава;
нагрузки 13,7 кН/м от порожнего подвижного состава.
Нормативная временная вертикальная нагрузка на одну главную балку принимается равной
р= .
Для класса нагрузки К=13 и данных линий влияния (см. рис. 3) имеем:
при α=0,25;λ=16,50м р1=189,20 кН/м , =25,52
при α=0,5;λ=16,50м р2=176,35 кН/м , =34,03
при α=0;λ=16,50м р3=202,05 кН/м , =8,25
при α=0;λ=8,25м р4=236,70 кН/м. =2,0625
Рис.3. Линии влияния усилий в разрезной балке.
Нормативная временная нагрузка умножается при расчёте на прочность на коэффициент надёжности по нагрузке f ,который принимает значения в зависимости от длины загружения линии влияния :
f1= 1,3-0,003*16,5=1,25 ,
f2=1,25 ,
f3=1,25 ,
f4=1,3-0,003*8,25=1,28.
Динамический коэффициент к нагрузкам от подвижного состава определяется по формуле
1+= =1+ =1,27.
Полные усилия в сечениях разрезной балки при расчёте на прочность определятся по следующим формулам:
М1= = =9008,79 кНм;
М2= = =11318,71 кНм;
Q0= = =3080,62 кН;
Q2= = =843,60 кН.
Усилия при расчёте на трещиностойкость определяются от действия на конструкцию нормативных нагрузок. Коэффициенты надёжности по нагрузке в вышеприведённых формулах принимаются f1=f2=f=1,0; динамический коэффициент 1+=1,0:
М1= = =5968,11 кНм;
М2= = =7520,97 кНм;
Q0= = =2035,36 кН;
Q2= = =1434,99 кН.
Огибающие эпюры представлены на рис. 4.
Рис.4. Огибающие эпюры в разрезной балке.
Расчёт балки из обычного железобетона.
Расчёт на прочность по изгибающему моменту.
Расчёту подлежат балочные пролётные строения железнодорожных мостов из обычного железобетона ( типовой проект серии 3.501-108).
Действительную форму поперечного сечения приводим к расчётной форме (рис. 5).
Рис. 5. Расчётная схема поперечного сечения главной балки.
Вычисляем приведённую (среднюю) толщину плиты при фактической ширине плиты bf=2,09 м:
hf’= = =0,26 м.
Максимальная ширина плиты сжатой зоны тавровых и коробчатых сечений, учитываемая в расчёте, ограничена длиной свесов плиты, которая не должна быть больше 6hf=1,56 м ; расчётная ширина плиты bf’ таврового сечения не должна превышать значения bf’ b+12hf’=3,62 м, а длина свесов плиты между соседними балками не должна быть больше 0,5(B-b)=0,5(1,80-0,50)=0,65 м, где B=1,80 м- расстояние между осями главных балок.
Действительная форма плиты переменной толщины и вутов заменяется в расчётном сечении прямоугольной формой с толщиной hf’ и шириной bf’.
Центр тяжести арматуры ориентировочно назначается на расстоянии as=0,16 м от нижней грани пояса балки.
Расчёт на прочность по изгибающему моменту производим, начиная с наиболее нагруженного сечения. Определим в первом приближении высоту сжатой зоны бетона x1 при действии расчётного момента М2=11318,71 кН/м:
x1=h0- =1,24- =0,3241 м.
Получаем x1=0,3241 м >hf’=0,26 м , то из этого следует, что в сжатую зону, кроме плиты входит часть ребра главной балки, и сечение рассчитывается как тавровое. Расчетный изгибающий момент М2 можно представить как сумму двух моментов: М2`- воспринимаемый свесами плиты, М2`` - воспринимаемый сжатой зоной ребра.
М2= М2`+ М2``
Предельный момент, воспринимаемый свесами плит и соответствующей частью рабочей арматуры, равен:
М2`= =15,5*1000*(2,09-0,5)*0,26*(1,24-0,5*0,26)=7112,55 кН
По оставшейся части момента
М2``= М2- М2`=11318,71-7112,55=4206,16 кН
Находим высоту сжатой зоны в ребре:
x1=h0- =1,24- =0,5676 м.
Плечо пары внутренних сил таврового сечения
z= = =1,047 м.
Определяем необходимая площадь рабочей арматуры
.
Армирование будем производить пучками арматурой класса А-III диаметром d=40мм. Площадь поперечного сечения одного стержня равна 8,04 см2. Определяем необходимое количество стержней:
nст = =26,06 шт.
Принимаем количество стержней nст=27.
После уточнения площади As c учётом принятого количества стержней арматуры находим значение x2:
x2= = =0,6184 м.
Окончательное значение z вычисляем по формуле:
z= = =1,0333 м.
Условие прочности сечения по изгибающему моменту записывается в виде
Мпр=RsAszМ2
Мпр=330000*339,39*10-4*1,0333=11573,05 кН М2=11318,71 кН.
Проверка выполняется, расчёт сечения на прочность по изгибающему моменту закончен.
Расчёт на трещиностойкость по касательным напряжениям.
Расчёт по касательным напряжениям выполняем в предположении упругой работы конструкции, но без учёта бетона растянутой зоны. В расчёте ограничивается величина касательных напряжений, действующих по нейтральной оси сечения.
Касательные напряжения могут быть определены по формуле:
;
где - поперечная сила в рассматриваемом сечении;
b - толщина ребра балки;
z - плечо пары внутренних сил из расчёта на прочность по изгибающему моменту.
При переменной толщине ребра балки из условия определяем толщины b1 и b2 в опорном сечении и в середине пролёта:
.
=0,5693 м=56,93см; принимаем b1=57 см;
=0,4014 м=40,14 см; принимаем b2=41 см.
Максимальная поперечная сила, воспринимаемая при меньшей толщине ребра b2:
=1465,80 кН.
Расстояние от места изменения толщины до середины пролёта будет равно
м.
Рис. 6. Схема к расчёту на трещиностойкость по касательным напряжениям.
Расчёт на прочность по поперечной силе.
Поперечная сила в наклонном сечении воспринимается отогнутой арматурой, хомутами и бетоном сжатой зоны.
Места отгибов стержней рабочей арматуры согласуем с эпюрой действующих в балке изгибающих моментов.
Предельный момент, воспринимаемый сечением с одним стержнем рабочей арматуры равен
.
Рис.7. Схема к расчёту главной балки.
Угол наклона стержней к оси балки α=45˚. Не менее 1/3 стержней рабочей арматуры доводим без отгибов до опоры ( см. рис.7).
Проверка прочности наклонного сечения (рис.8.) на действие поперечной силы производится из условия:
;
где Q - максимальное значение поперечной силы от внешних нагрузок;
Rsw=0,8Rs - расчётное сопротивление арматуры отогнутых стержней и хомутов;
Asi и Asw - площади поперечного сечения соответственно одного отогнутого стержня и всех ветвей хомута, пересекающего наклонное сечение;
- поперечное усилие, передаваемое на бетон сжатой зоны сечения;
с - длина горизонтальной проекции сечения.
Проверка наклонного сечения у опоры.
На приопорных участках длиной 2h0 наклонное сечение составляет с продольной осью балки угол 45˚, длина его горизонтальной проекции равна с=h0-x=1,24-0,11=1,13 м.
Располагая схемой размещения отогнутых стержней ( рис.8), определяем количество стержней, пересекающих наклонное сечение и их суммарную площадь .
Площадь всех ветвей одного хомута определяется из выражения:
=2,26 см2;
где dsw - диаметр хомутов;
n - число ветвей одного хомута.
Шаг хомутов на концевых участках принимаем asw=10см, в середине пролёта - asw=15см.
Рис. 8. Схема к расчёту наклонного сечения у опоры.
Производим проверку:
;
, проверка выполняется, прочность приопорного участка обеспечена!
Проверка наклонного сечения в середине пролёта.
В середине пролёта прочность наклонного сечения обеспечивается постановкой хомутов с шагом 15 см. Длина проекции наклонного сечения равна 2h0=2,48 м. Количество хомутов, пересекающих наклонное сечение, равно 16. Проводим проверку наклонного сечения:
, проверка выполняется, прочность сечения в середине пролёта обеспечена!