Проектирование металлического пролетного строения по железнодорожную нагрузку

 

 s_y,cr – поперечные критические нормальные напряжения определяются по формуле:

где c_х – коэффициент упругого защемления стенки, принимаемый по

таблице 7 [2];

e - определяется по таблице 5 [2];

 

 

 

  1

 

       Проверка не выполняется, значит надо устанавливать продольные ребра жесткости. В курсовой работе допускается устанавливать продольные ребра жесткости конструктивно.

5.4. Назначение размеров ребер жесткости.

 

Размеры ребер жесткости назначаем  в соответствии с указаниями пп.4.131 – 4.136 [2]

Ширина b_s поперечного ребра жесткости определяется по выражению:

(мм);     (5.10)

(мм);

Принимаем ширину ребра жесткости b_s равным 0,104 м;

Толщина t_s поперечного ребра жесткости определяется по выражению:

      (5.11.)

(м);

Принимаем толщину поперечного  ребра t_s равную 0,02 м.

Окончательное размещение ребер жесткости показано на странице  24

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

6. Расчет опорных ребер  жесткости.

 

Опорные ребра жесткости рассчитываются как центрально сжатый стержень. Схема  к расчету приведена на рисунке 6.1.

 

 

Рисунок 6.1. Схема к расчету опорных ребер жесткости.

 

Расчет заключается в выполнение условия:

;      (6.1.)

где A_s – площадь поперечного сечения стойки, (м²);

j - коэффициент снижения расчетного сопротивления, принимаемый по таблице 2.П.15 [2] в зависимости от гибкости стойки l.

;

где b_s – принимается из п.5.4.;

t_s – принимается равным 0,02 м;

Db_w – ширина части сечения вертикальной стенки балки в сторону (по оси х) от ребра жесткости воспринимающий совместно с ним продольную нагрузку Q₀.

;

(м);

 < (м)

 – принимаем равным 0,18 (м)

(м²);

; I_x – радиус инерции, определяемый как .

Где I_s – момент инерции расчетного сечения.

;

(м⁴);

; ; j (при e_ef = 0) =0,85;

 

Окончательно подставляем полученные значения в (6.1.) получаем:

<

 

Размеры сечения опорного ребра  жесткости принимаем равным:

b_s = 130 мм;  t_s = 18 мм.

 

 

 

7. Определение вертикального  прогиба пролетного строения.

 

Определение вертикального прогиба  пролетного строения относится к  расчету ко второй группе предельных состояний и выполняется по формуле:

 

;      (7.1)

где f и D – расчетное и предельное значение вертикального прогиба.

Расчетное значение прогиба f определим по формуле:

;    (7.2)

(м);

 

Предельное значение прогиба D определим по формуле:

;    (7.3.)

(м) < (м).

 

 

 

 

8. Расчет продольных  связей между балками.

 

8.1. Основные положения  расчета.

 

Схематический план продольных связей между балками приведен на рисунке 8.1.

Рисунок 8.1. Схема размещения продольных связей.

 

С целью упрощения расчета вводятся следующие допущения:

1. крестовую решетку ферм связей (рисунок 8.1.) заменим фермой с треугольной решеткой и шарнирными узлами рисунок 8.2.

Рисунок 8.2. Расчетная схема фермы продольных связей

 

2. продольные связи рассчитываются как плоская ферма из центрально загруженных стержневых элементов.

 

     Расчет ведется на дополнительное сочетание нагрузок, т.е. в качестве временной нагрузки принимается ветровая нагрузка. Ветровую нагрузку необходимо собирать с учетом нахождения подвижного состава на пролетном строении. Схема воздействия ветровой нагрузки на пролетном строении приведена на рисунке 8.3.

 

 

Рисунок 8.3. Схема воздействия ветровой нагрузки на пролетное строение.

 

Нагрузка q_w^пс от ветрового воздействия на подвижной состав, находящийся на пролетном строении определяется по формуле:

;    (8.1.)

где w_n – нормативная интенсивность статической составляющей горизонтальной ветровой нагрузки;

k_A^пс = 1 – коэффициент сплошности;

w_n определяется по формуле;

;

где  q₀ – скоростной напор ветра на высоте 10м от поверхности земли. В курсовой работе q₀ = 0,69 кН/м²;

C_w - аэродинамический коэффициент лобового сопротивления конструкции мостов и подвижного состава железных дорог, принимаемый по приложению 9 [2];

K_h – коэффициент, учитывающий изменения скоростного напора по высоте. В курсовой работе k_h = 1,45

C_w для железнодорожного подвижного состава, находящимся на пролетном строении с ездой поверху равен 1,8.

(кН.м²);

(кН/м).

Нагрузка q_w^б от ветрового воздействия на пролетное строение и мостовое полотно определим по формуле (8.1.);

Где  C_w для сплошностенчатых главных балок равен 1,90

(кН.м²);

(кН/м).

 

 

8.2. Определение расчетных усилий в элементах продольных связей.

 

Расчетное усилие S_d в диагонали определим по формуле:

;  (8.2.)

где w_л.вл.^d – площадь л.вл. S_d (рисунок 8.2.);

g_fw = 1,5 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке;

; (м)

(кН).

 

 

8.3. Назначение размеров сечения и расчетные проверки связей.

 

При назначении размеров поперечного  сечения продольных связей между  балками необходимо учитывать следующие  ограничения:

1. минимальный размер уголка L 80 + 80х8;
2. гибкость элементов связей должна быть не более 130 т.е. l <130.

l принимается как максимальная из l_x и l_y

;  ;

где  i_x, i_y – радиусы инерции сечения связей.

 

Принимаем уголок  L 80 + 80х8. i_x, i_y принимаем из сортамента прокатной стали по ГОСТ 8509 –72*

(м);  (м);

l₁ = 2,28254 (м);  l₂ = 1,14127 (м);

;  ;

Выполняем проверку из расчета на устойчивость:

;     (8.3.)

j (при l = 79,80918) = 0,53;  (м²) – из сортамента

(МПа) < (МПа);

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Список литературы.

 

1 Мосты и тоннели на железных  дорогах: учебник для ВУЗов/  Под редакцией В. О. Осипова.  – М: Транспорт, 1988 – 367с.

2 СНиП 2.05.03 – 84* Мосты и трубы/ Госстрой СССР. – М: ЦИПТ Госстроя СССР, 1985 – 200с.

3. Проектирование металлических  мостов: Учебник для ВУЗов/ Под  редакцией А. А. Петропавловского. – М: Транспорт, 1982. – 320с.