«ПРОЧНОСТЬ И ДЕФОРМАТИВНОСТЬ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ИЗГИБАЕМЫХ КОНСТРУКЦИЙ ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ ПРИ РАЗЛИЧНЫХ ВИДАХ НАГРУЖЕНИЯ ...»

ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ

ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ

«КАЗАНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ»

На правах рукописи

ЗАМАЛИЕВ ФАРИТ САХАПОВИЧ

ПРОЧНОСТЬ И ДЕФОРМАТИВНОСТЬ

СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ИЗГИБАЕМЫХ КОНСТРУКЦИЙ

ГРАЖДАНСКИХ ЗДАНИЙ ПРИ РАЗЛИЧНЫХ ВИДАХ

НАГРУЖЕНИЯ

Специальность 05.23.01 – Строительные конструкции, здания и сооружения Диссертация на соискание ученой степени доктора технических наук

Казань – ОГЛАВЛЕНИЕ Стр.

ВВЕДЕНИЕ Глава 1. СОСТОЯНИЕ ВОПРОСА И ЗАДАЧИ ИССЛЕДОВАНИЙ 1.1. Сталежелезобетонные изгибаемые конструкции, применяемые в гражданском строительстве. 1.2. Анализ существующих экспериментальных исследований сталежелезобетонных конструкций при различных режимах нагружения. 1.2.1. Экспериментальные исследования сталежелезобетонных изгибаемых элементов на кратковременные нагружения. 1.2.2. Анализ экспериментальных исследований анкерных устройств сталежелезобетонных изгибаемых элементов. 1.2.3. Анализ экспериментальных исследований выносливости бетона и стали, металлических и железобетонных конструкций. 1.2.3.1. Изучение выносливости и деформативности бетона при малоцикловых нагружениях. 1.2.3.2. Исследования малоцикловой выносливости стали и металлических конструкций. 1.2.3.3. Исследования железобетонных элементов на малоцикловые нагружения и расчет железобетонных изгибаемых элементов на выносливость. 1.3. Анализ существующих методов расчета сталежелезобетонных конструкций. 1.3.1. Методы расчета сталежелезобетонных конструкций при статических кратковременных, длительных и циклических нагружениях;

нормативная база по их проектированию: а) СТО 0047-2005 «Перекрытия сталежелезобетонные с монолитной плитой по стальному профилированному настилу. Расчет и проектирование»;

б) СП 35.13330.2011. «Мосты и трубы»;

в) РСН 64-88. «Проектирование сталежелезобетонных перекрытий промышленных зданий»;

г) EN 1992- Еврокод 2 «Проектирование сталежелезобетонных конструкций».

1.3.2. Методы расчета анкерных устройств объединения сталежелезобетонных изгибаемых конструкций. 1.3.3. Методы расчета сборно-монолитных железобетонных конструкций на длительные нагружения. 1.4. Выводы по I главе. 1.5. Цели и задачи исследований.

Глава 2. АНАЛИЗ НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОГО СОСТОЯНИЯ, РАЗРАБОТКА МЕТОДОВ РАСЧЕТА ПРОЧНОСТИ И МАЛОЦИКЛОВОЙ ВЫНОСЛИВОСТИ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ИЗГИБАЕМЫХ

ЭЛЕМЕНТОВ ПРИ ОДНОКРАТНОМ И ДЛИТЕЛЬНОМ СТАТИЧЕСКОМ

И МАЛОЦИКЛОВОМ НАГРУЖЕНИЯХ. УЧЕТ ПРОСТРАНСТВЕННОЙ

РАБОТЫ, ДОЭКСПЛУАТАЦИОННЫХ НАПРЯЖЕНИЙ

2.1. Анализ напряженно-деформированного состояния нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов. 2.2. Анализ напряженно-деформированного состояния контактного шва сталежелезобетонного изгибаемого элемента. 2.2.1. Исследование деформативности и сопротивляемости сдвигу контактного шва «сталь-бетон» 2.2.1.1.

Работа анкерного стержня в бетонном массиве. 2.2.1.2. Коэффициент постели бетонного основания. 2.2.1.3. Зона активного деформирования бетона под анкером. 2.2.2. Оценка несущей способности и доли участия анкерного стержня и бетона в восприятии сдвигающих усилий. 2.2.2.1. Усилие воспринимаемое бетонным основанием. 2.2.2.2. Усилие воспринимаемое анкерным стержнем. 2.2.2.3. Несущая способность контактного шва при разных видах разрушения. 2.2.2.4. Определение сдвигающих усилий по контакту «сталь-бетон»

сталежелезобетонных изгибаемых элементов. 2.2.2.5. Условия прочности контактного шва. 2.2.3. Дополнительные напряжения и усилия возникающие при режимном нагружении. 2.3. Метод расчёта прочности и малоцикловой выносливости нормальных сечений на основе аналитических диаграмм деформирования бетона и стали 2.3.1. Общие физические соотношения для расчёта прочности и малоцикловой выносливости нормальных сечений без учёта податливости соединения. 2.3.2. Общие физические соотношения для расчёта прочности и малоцикловой выносливости нормальных сечений с учётом податливости соединения. 2.3.3. Аналитические зависимости для описания диаграмм деформирования бетона. 2.3.5. Напряженно-деформированное состояние сталежелезобетонного элемента от длительного действия нагрузок. 2.4. Расчет прочности сталежелезобетонных конструкций с учетом 2.4.1 Принятые предпосылки и постановки задачи. 2.4.2. Уравнение изгиба сталежелезобетонной плиты, подкрепленной 2.4.3. Решение дифференциальных уравнений методом конечных 2.5. Численные исследования сталежелезобетонных конструкций. 2.5.1. Численные исследования сталежелезобетонных балок на кратковременные нагружения. 2.5.2. Численные исследования пространственной работы сталежелезобетонных перекрытий. 2.6. Учет начальных деформаций и напряжений, возникающих на этапе возведения, в расчетах изгибаемых сталежелезобетонных 2.6.2. Напряженно-деформированное состояние составного сечения 2.6.3. Расчетные выражения для определения прочности сталежелезобетонных элементов на эксплуатационные нагрузки, при учете доэксплуатационных напряжений.

Глава 3. ИНЖЕНЕРНЫЕ МЕТОДЫ ОЦЕНКИ ПРОЧНОСТИ И МАЛОЦИКЛОВОЙ ВЫНОСЛИВОСТИ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ БАЛОК,

ПРОЧНОСТИ С УЧЕТОМ ПРОСТРАНСТВЕННОЙ РАБОТЫ В СОСТАВЕ

ПЕРЕКРЫТИЯ. ВЫБОР РАЦИОНАЛЬНЫХ ПАРАМЕТРОВ НЕСУЩИХ

ЭЛЕМЕНТОВ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПЕРЕКРЫТИЯ

3.1. Расчеты прочности и малоцикловой выносливости по нормальным сечениям сталежелезобетонных изгибаемых элементов. 3.1.2. Расчеты прочности и малоцикловой выносливости нормальных 3.1.3. Расчеты прочности и малоцикловой выносливости нормальных 3.2.1. Исследование изменения напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных балок при вариации прочностных параметров нормального сечения. 3.2.2. Выявление рационального шага стальных балок – ребер сталежелезобетонного перекрытия.

Глава 4. ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ

4.1. Технология изготовления, характеристики опытных образцов 4.2. Методика испытания сталежелезобетонных элементов на действие кратковременной статической нагрузки. 4.2.1. Испытания сталежелезобетонных балок на изгиб. 4.5. Методика экспериментальных исследований пространственной 4.6. Методика экспериментальных исследований определения начальных деформаций и напряжений (доэксплуатационного напряженно-деформированного состояния) на стадии возведения 4.7. Результаты экспериментальных исследований прочности сталежелезобетонных балок при однократном статическом 4.8. Результаты экспериментальных исследований малоцикловой 4.9. Результаты экспериментальных исследований сталежелезобетонных балок при длительном статическом нагружении. 4.10. Результаты экспериментальных исследований модели и фрагмента сталежелезобетонных перекрытий. Пространственная работа плиты. 4.10.2. Результаты испытаний фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в натуральную величину. 4.10.3. Экспериментальные исследования пространственной работы 4.11. Результаты исследований податливости контакта слоев. 4.11.1. Изучение деформативности и прочности призм на действие 4.11.2. Результаты исследований сдвига слоев на моделях балок при 4.11.3. Результаты исследований сталежелезобетонных элементов при

Глава 5. СОПОСТАВЛЕНИЕ РЕЗУЛЬТАТОВ ТЕОРЕТИЧЕСКИХ И ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫХ ИССЛЕДОВАНИЙ. ОЦЕНКА ДОСТОВЕРНОСТИ

ПРЕДЛАГАЕМЫХ МЕТОДОВ РАСЧЕТА

5.1.1. Сравнения с данными испытаний сталежелезобетонных балок 5.1.2. Сравнения с данными испытаний сталежелезобетонных балок 5.1.3. Сравнения с данными испытаний сталежелезобетонных балок 5.1.4. Сравнения с данными испытаний фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в натуральную величину. 5.2. Сопоставления теоретических результатов с данными численных 5.2.2. Сравнения с данными численных экспериментов модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННОЙ ЛИТЕРАТУРЫ

ПРИЛОЖЕНИЯ

2. Перечень научно-технических отчетов, выполненных автором по сталежелезобетонным конструкциям в Казанском Государственном архитектурно-строительном университете. 3. Внедрение предложенных методов расчета и конструирования на

ВВЕДЕНИЕ

В начале XXI века наряду с тенденцией увеличения размеров перекрываемых пролетов пространственными и плоскостными конструкциями зданий и сооружений до 200м и более, увеличением высоты зданий до 150-200м и более («небоскребы» до 800-1000м), архитекторы усилили внимание к применению новых составных конструкций в зданиях для увеличения их внутренних размеров и технологичности возведения конструктивных элементов, а также к восстановлению архитектурных памятников на основе новых подходов и технологий.

Рыночные отношения, интенсивно развивающиеся в нашей стране, диктуют необходимость повышения долговечности зданий, применения экономичных решений, которые в большей степени определяются совершенствованием проектных и конструктивных решений при максимальном снижении материалоемкости строительства. Решение этих задач должно быть в первую очередь обеспечено в ведущих отраслях строительства, в том числе при строительстве и реконструкции гражданских зданий. Важнейшим видом несущих конструкций гражданских зданий являются перекрытия. В гражданских зданиях, особенно в высотных зданиях, которые в последнее время все больше применяются в нашей стране, в период интенсивного развития рыночных отношений, важным вопросом является уменьшение расхода материалов, в том числе и на перекрытие. Перекрытия испытывают в реальных условиях длительные, а иногда - повторные нагружения. В высотных зданиях на технических этажах устанавливаются разного рода неуравновешенные машины (вентиляторы, компрессоры, центрифуги и т.п.), являющиеся источниками многократно повторных нагрузок. В зальных помещениях памятников архитектуры, предназначенных для проведения массовых мероприятий, на перекрытиях также возможно возникновение многократно повторных нагружений.

При реконструкции гражданских зданий очень часто приходится сталкиваться с тем, что деревянные балки перекрытий, применявшиеся вплоть до 50-х годов ХХ века, в большинстве случаев потеряли несущую способность из-за нахождения в неблагоприятных влажностных и температурных условиях эксплуатации. Кроме того, при реконструкции зданий и сооружений, особенно архитектурных памятников, к перекрытиям и покрытиям предъявляют жесткие требования как реставраторы, так и надзорные органы. При проектировании и самого процесса реконструкции отслужившие нормативный срок эксплуатации деревянные перекрытия меняют частично или полностью на новые перекрытия. Требования по реставрации и реконструкции памятников архитектуры диктуют сохранение внешних и внутренних архитектурных решений, что возможно только при сохранении статической связности здания, первоначальных отметок пола и потолка перекрытий, а также при поэлементной замене деревянных балок. Здесь на помощь приходят железобетонные перекрытия по стальным балкам. При обеспечении совместной работы плиты с балкой создается сталежелезобетонное перекрытие, используемое в последние годы в перекрытиях гражданских зданий во многих странах мира, в том числе и в России.

Выполнение работ по реконструкции междуэтажных перекрытий методом замены существующих деревянных балок на стальные объединенные с железобетонной плитой доказало малую трудоемкость и технологичность, отсутствие поддерживающих лесов и опалубки, значительную экономию материалов, возможность восстановления без лишних затрат на старинных потолках лепного декора, росписей и т.д.

Широкому применению сталежелезобетонных конструкций в гражданских зданиях будет способствовать изучение, выявление закономерностей рациональной работы составляющих материалов в этих конструкциях. Однако в нашей стране сталежелезобетонные конструкции не нашли на сегодняшний день такого широкого применения как в развитых странах мира. Вероятно, сдерживающим фактором является недостаточная изученность их напряженно-деформированного состояния, отсутствие надежных и одновременно достаточно простых способов расчета.

При проектировании сталежелезобетонных изгибаемых конструкций (СЖБИК) одним из важных аспектов является проблема расчёта на прочность и малоцикловую выносливость. Расчёт прочности и выносливости на сегодняшний день таких конструкций ведётся на основе полуэмпирических зависимостей без достаточного учёта действительного напряжённо-деформированного состояния, что не гарантирует получение надёжных и одновременно экономичных решений.

В связи с вышесказанным возникает необходимость разработки новых методов расчёта на основе теоретических и экспериментальных исследований, прочности и выносливости сталежелезобетонных изгибаемых конструкций с учётом реальных условий деформирования стали и бетона в составе единой конструкции при податливости соединения «сталь-бетон», что приведёт к вскрытию неиспользованных резервов их несущей способности, повышению их надёжности и долговечности.

Диссертация посвящена проведению комплекса экспериментальнотеоретических исследований и разработке новых методов расчёта прочности и выносливости сталежелезобетонных изгибаемых элементов с учётом и без учёта податливости сопряжения железобетонной плиты со стальной балкой - контакта «сталь-бетон» - при различных видах нагружений.

Работа состоит из введения, пяти глав, общих выводов, приложений и списка литературы.

Первая глава посвящена исторической справке, обзору и анализу применяемых в строительстве сталежелезобетонных изгибаемых конструкций, существующих экспериментальных исследований прочности сталежелезобетонных изгибаемых элементов и их анкерных устройств, используемых на практике методов расчета прочности и выносливости сталежелезобетонных изгибаемых элементов и их анкерных устройств на различные виды нагружений, на основе которых сформулированы цели и задачи исследований.

Вторая глава посвящена анализу работы контакта «сталь-бетон», работы анкерного соединения слоев и изучению напряженно-деформированного состояния нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов и разработке новых методов расчета прочности и выносливости на различные виды нагружений. Приведены деформационный методы расчета сталежелезобетонных изгибаемых элементов с учетом и без учета податливости контакта, а также расчет сталежелезобетонных перекрытий с использованием метода расчета многослойных пластин за пределом упругости. Дан анализ напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных конструкций на основе численных экспериментов.

Третья глава посвящена инженерным методам расчета при податливом и неподатливом контакте слоев сталежелезобетонных перекрытий и покрытий. Приведены методы расчета сталежелезобетонных балок, расчеты балок с учетом их пространственной работы в составе перекрытия; учтены доэксплуатационные напряжения возникающие на стадии возведения. Численными исследованиями выявлены рациональные параметры сталежелезобетонного перекрытия. Приведены графики рациональных шага анкерных стержней, и диаметра, соотношение жесткостей железобетонной плиты и стальной балки.

В четвертой главе описана конструкция и технология изготовления опытных сталежелезобетонных балок и призм, фрагментов перекрытия, методика их экспериментальных исследований. Показаны и проанализированы результаты испытаний опытных фрагментов сталежелезобетонного перекрытия, сталежелезобетонных балок и призм, описаны характер разрушения сталежелезобетонных образцов и развитие трещин в бетонных плитах и прогибов изгибаемых элементов, приведены графики прогибов, деформаций и напряжений.

Глава пятая. Приведены результаты сравнений теоретических и экспериментальных исследований, ставших основой расчетных моделей и выражений приведенных в II, III главах. Приведены сопоставления опытных и расчетных значений прочности сталежелезобетонных конструкций на действие кратковременных и длительных нагрузок и малоцикловой выносливости при повторно-статических нагрузках, и неподатливом, податливом контакте слоев, математические ожидания и коэффициенты вариации.

Автор выносит на защиту:

- результаты экспериментальных исследований прочности сталежелезобетонных изгибаемых элементов при различных видах нагружения (кратковременное и длительное нагружения);

- результаты экспериментальных исследований малоцикловой выносливости сталежелезобетонных изгибаемых конструктивных элементов;

- результаты экспериментальных исследований доэксплуатационного напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных конструкций;

- результаты экспериментальных исследований пространственной работы сталежелезобетонных фрагментов перекрытий при однократном кратковременном статическом нагружении;

- деформационные методы расчета прочности на статические нагружения и выносливости на циклические нагружения сталежелезобетонных изгибаемых конструкций с учетом аналитических диаграмм деформирования бетона и стали при неподатливом и податливом соединении железобетонной полки и стальной балки;

- инженерный метод расчета прочности на статические нагружения, малоцикловой выносливости сталежелезобетонных изгибаемых элементов при неподатливом соединении и с учетом податливости контакта;

- метод расчета прочности сталежелезобетонных плит со стальными ребрами с учетом их пространственной работы.

Научную новизну диссертации составляют:

- аналитические зависимости для вычисления усилий сдвига по контакту сопряжения железобетонной полки и стальной балки с учетом податливости контакта при различных видах нагружения (кратковременное и длительное статические и малоцикловое нагружения);

- зависимости для вычисления предельной сдвигающей силы, воспринимаемой анкерными связями по контакту между железобетонной полкой и стальной балкой при различных видах нагружения (кратковременное и длительное статические и малоцикловое нагружения);

- деформационные методы расчета прочности на статические нагружения и выносливости на циклические нагружения сталежелезобетонных изгибаемых конструкций с учетом аналитических диаграмм деформирования бетона и стали при неподатливом и податливом соединении железобетонной полки и стальной балки;

- упрощенные (инженерные) методы расчета прочности и малоцикловой выносливости сталежелезобетонных изгибаемых конструкций при неподатливом соединении и с учетом податливости контакта железобетонной полки и стальной балки;

- методы оценки прочности сталежелезобетонных перекрытий, отдельных сталежелезобетонных балок с учетом их пространственной работы в составе перекрытия;

- экспериментальные результаты об особенностях работы сталежелезобетонных балок, о характере разрушения и о развитии в них прогибов, деформаций материалов при однократном кратковременном, длительном и малоцикловом нагружениях, о пространственной работе, о напряженно - деформированном состоянии сталежелезобетонных конструкций в доэксплуатационной стадии.

Практическая значимость работы определяется созданием и развитием в рамках диссертации эффективных методов расчета и экспериментальных исследований, наиболее полно учитывающих специфику работы сталежелезобетонных конструкций, используемых в восстанавливаемых и реконструируемых зданиях.

Разработаны методы расчета прочности и выносливости нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов при различных видах нагружения (кратковременное, длительное статические и малоцикловое нагружения), без учета податливости контакта и с учетом податливости контакта, методы оценки прочности сталежелезобетонных изгибаемых элементов с учетом их пространственной работы, а также с учетом первоначального доэксплуатационного напряженно деформированного состояния.

Разработанные методы оценки прочности и выносливости сталежелезобетонных изгибаемых элементов на действие различных видов нагружений, при неподатливом и податливом контакте железобетонной полки и стальной балки позволяют значительно повысить надежность составных конструкций, их расчетную несущую способность, получить наиболее экономичные, научно обоснованные конструктивные решения.

ГЛАВА 1. СОСТОЯНИЕ ВОПРОСА И ЗАДАЧИ ИССЛЕДОВАНИЙ

1.1. Сталежелезобетонные изгибаемые конструкции, применяемые в гражданском строительстве.

Сталежелезобетонные конструкции характеризуются использованием и тесным взаимодействием не менее чем двух материалов - стали и бетона и не менее двух видов конструктивных элементов – стальных и железобетонных. Относительная легкость стальных конструкций и простота их монтажа сочетается с эффективностью бетона, работающего на сжатие.

На заре развития железобетона для перекрытий широко применялись конструкции в виде железобетонных плит по металлическим балкам, ведущие свое начало от Монье. До появления ребристых перекрытий Геннебика (1892г) основным видом железобетонного перекрытия являлся именно этот вид конструкций [200].

В конце XIX века было замечено, что железные балки, облицованные бетоном с целью увеличения огнестойкости, имели увеличенную несущую способность и жесткость; в 1923г. это было подтверждено проведенными в Англии экспериментами [266].

Дальнейшее развитие сталежелезобетонных изгибаемых конструкций происходило по двум взаимодополняющим, но все же, в силу специфики конструирования, характера и условий работы, разным направлениям:

- сталежелезобетонные пролетные строения мостов;

- сталежелезобетонные конструкции покрытий и перекрытий зданий.

В 1929г. Каугей и Скот в Англии и в 1935г. Фрейсине во Франции впервые высказали мысль о желательности использования монолитно связанной железобетонной плиты с продольными металлическими балками. В 1939-40гг. в Швейцарии была разработана конструкция металлической двутавровой балки, объединенной при помощи спирали, приваренной к верхнему поясу балки, с железобетонной плитой (рис.1.1.1). В этой конструкции, названной балками системы «Альфа», нижний пояс металлической балки имеет более развитую площадь сечения, чем верхний, что подчеркивает основную идею объединенных балок - это полное включение в работу железобетонной плиты [266],[190].

С этих пор одним из основных вопросов развития сталежелезобетонных изгибаемых конструкций стало также и исследование элементов объединения железобетонной и стальной частей.

В США, Англии и некоторых других странах в 40-х годах и начале 50-х годов получили широкое распространение привариваемые на заводе упоры из отрезков прокатных швеллеров и двутавров (рис.1.1.2). В Европе в этот период получили распространение петлевые наклонные и вертикальные анкеры, комбинируемые с брусками квадратной стали, которые выполняли роль небольших жестких упоров (рис.1.1.3).

Вскоре арматурные спирали балок системы «Альфа» в связи с неблагоприятными условиями приварки были вытеснены схожими с ними объединительными деталями: арматурными зигзагами, отгибами и хомутами, наклонными и вертикальными анкерами из арматурной стали (рис.1.1.4).

Со второй половины 50-х годов в США и затем во многих других странах начали применять гибкие цилиндрические упоры с головками, привариваемые на монтаже специальным сварочным пистолетом (рис.1.1.5). Это обстоятельство явилось одной из многих причин продолжения широкого применения за рубежом монолитной плиты, для которой эти упоры наиболее удобны. Цилиндрические гибкие анкера широко применяются сегодня в таких европейских странах как Франция, Великобритания, Италия, Чехия и другие. У нас в стране, взамен таким упорам, применяют стальные стержни круглого или периодического профиля, приваренные на сварке к верхнему поясу стальной балки.

Рис.1.1.1.Объединение железобетона и стали в балках системы «Альфа».

Рис.1.1.3.Вертикальный петлевой анкер на брусковом упоре.

Рис.1.1.4.Объединительные детали, привариваемые ручной монтажной сваркой.

Рис.1.1.5.Приварка гибких цилиндрических упоров с головками.

В городском мосту через р.Зиг в Западной Германии объединение крайних балок осуществлено без специальных средств объединения, путем введения в толщину плиты всего верхнего пояса и части вертикальной стенки балки (рис.1.1.6).

В России основным средством объединения железобетона и стали в первых сталежелезобетонных конструкциях и до сих пор в пролетных строениях мостов являются жесткие упоры (рис.1.1.7), которые могут сочетаться с вертикальными и наклонными анкерами [151].

Рис.1.1.6.Объединение крайних балок моста через р.Зиг.

ЦНИИПСК им.Мельникова, совместно с ЗАО HILTI, в изданном в 2005г.

стандарте организации [260] в качестве вертикального анкера предложили упоры HILTI (рис.1.1.8).

С начала 60-х годов применяют наклонные петлевые анкеры в качестве средства объединения с железобетонной плитой, которые соединяются со стальной конструкцией при помощи высокопрочных болтов или сварки. С конца 60-х годов у нас в стране также для мостовых пролетных конструкций начинают применять высокопрочные болты, обжимающие железобетон.

Таким образом, эффективность применяемых средств объединения железобетонной и стальной частей сталежелезобетонных изгибаемых конструкций обуславливает надежность и долговечность их работы.

Развитие сталежелезобетонных пролетных строений мостов тесно связано с применением аналогичных конструкций в других областях строительства. Сталежелезобетонные конструкции, применяемые в промышленном и гражданском строительстве, находят применение практически во всех конструктивных элементах комплекса здания. [192,283]. При этом наиболее часто сталежелезобетонные конструкции встречаются в системах покрытий и перекрытий, что связано с отличными прочностными свойствами стали и бетона. Относительно малая изгибная жесткость, малая огнестойкость и коррозиестойкость, тепло - звукоизоляционная способность, более высокие эксплуатационные затраты стальной конструкции, и, наоборот, больший удельный вес, высокая технологичность изготовления и монтажа, низкие прочностные характеристики на растяжение железобетонного настила обуславливают целесообразность совмещения этих двух материалов в одной конструкции.

Однако для дальнейших исследований необходимо выбрать четкую и наиболее точную классификацию сталежелезобетонных изгибаемых конструкций. В настоящее время нет унифицированной и единой классификации сталежелезобетонных изгибаемых конструкций и в литературе можно встретить несколько вариантов [190,266,200]. На наш взгляд наиболее приемлемая классификация приведена в работе [190], где сталежелезобетонные конструкции разделены на три группы:

1. Обетонированные стальные конструкции;

2. Смешанные стальные и железобетонные конструкции;

3. Объединенные сталежелезобетонные конструкции.

Первая группа конструкций аналогична железобетонным конструкциям с жестким армированием, но здесь бетон выполняет не столько несущую функцию, сколько роль защитного слоя от коррозии и огня (рис.1.1.9).

Рис.1.1.9.Кострукция перекрытия с обетонированными стальными балками:

1-стальной профиль; 2- стержневая арматура; 3- бетон замоноличивания.

Вторая группа представляет собой системы, состоящие из отдельных элементов, выполненных из стали или железобетона, и связанных между собой в отдельных точках (например, стальные ригели, уложенные по железобетонным колоннам).

Конструкции третьей группы могут быть названы сталежелезобетонными в узком значении слова - это элементы, поперечные сечения которых состоят из стальной и железобетонной частей, совместная работа которых обеспечивается организацией специальных конструктивных мероприятий. При этом в стадии монтажа (возведения) сечение элемента может состоять только из стальной части, которая обычно и является несущей на этой стадии. В этой группе можно выделить ряд конструктивных решений, получивших значительное распространение:

1. Монолитные сталежелезобетонные перекрытия с использованием стального профилированного настила (СПН) в качестве несъемной опалубки (рис.1.1.10).

Такие системы, основное достоинство которых - существенное снижение трудоемкости монтажа, получили широкое распространение в зарубежной практике, а в последние годы и в нашей стране [192]. Необходимо отметить, что при обеспечении совместной работы сталежелезобетонной плиты с поддерживающими стальными балками, такие перекрытия по затратам близки к железобетонным. Широкому внедрению данного конструктивного решения в практику сдерживается отсутствием специализированного оборудования для крепления объединительных деталей, а также низкая огне- и коррозиестойкость открытой части стального профилированного настила.

2. Сталежелезобетонные ригели системы «Уилстресс», представляют собой железобетонные балки с одиночным (в растянутой части) или двойным (и в сжатой части) внешним армированием листовой сталью или прокатным профилем (рис.1.1.12). При этом арматура может быть либо напряженной, либо ненапряженно. Применение таких конструкций позволяет уменьшить строительную высоту перекрытий и размеры сечения самого ригеля. При этом использование листовой арматуры в качестве опалубки позволяет упростить укладку и уплотнение бетона, а также снизить трудозатраты.

3. Железобетонные конструкции с жесткой арматурой (рис.1.1.9). В отличие от обетонированных стальных конструкций первой группы здесь обеспечивается совместная работа стальной и железобетонных частей, что улучшает местную устойчивость стального элемента, повышает несущую способность и жесткость самой конструкции. Организация совместной работы стальной и бетонных частей конструкции данного конструктивного решения достигается за счет сил сцепления между ними, а также организацией в опорной части анкеровки из жестких упоров. Недостаток такого решения – сохранение отрицательных качеств железобетонных конструкций.

4. Сталежелезобетонные решетчатые конструкции, в которых сжатые элементы выполняются из железобетона, а растянутые – из уголковой или круглой стали.

Роль верхнего пояса выполняют обычно легкоармированные железобетонные плиты или сборные элементы прямоугольного или таврового сечения, в этом случае актуален вопрос организации их совместной работы со стальной частью, которая осуществляется при помощи анкерной связи обычно из жестких упоров.

Конструкции такого типа - это фермы и арки, применяемые в покрытиях зданий сельскохозяйственного назначения [176,51], а также в перекрытиях многоэтажных промышленных и общественных зданий с большими пролетами (рис.1.1.13). К этому типу также можно отнести и пространственные панели покрытия [3] и сталежелезобетонное покрытие из сборных железобетонных плит по А.С. на изобретение [117].

Основными недостатками таких систем является “многодельность” и необходимость изготовления отдельных элементов на предприятиях разного профиля, что увеличивает трудозатраты.

5. Объединенные конструкции, получаемые при обеспечении совместной работы стальных ригелей с железобетонным настилом. В этом случае стальная и железобетонная части конструкции обычно изготавливаются раздельно и объединяются для совместной работы в процессе возведения (монтажа). Стальные ригели могут выполняться сквозного или сплошного сечения, одностенчатыми или двустенчатыми. Железобетонная часть – сборная, сборно-монолитная или монолитная плита. Совместная работа плиты со стальной балкой данной сталежелезобетонной конструкции достигается постановкой специальных объединительных деталей, которые, как правило, представляют собой жесткие уголковые упоры, чередующиеся иногда с гибкими арматурными стержнями, а также путем размещения верхней части стального ригеля в пределах железобетонного настила (рис.1.1.15).

Конструктивное решение такого типа наиболее близко к сталежелезобетонным пролетным строениям мостов. Однако в силу того, что мостовые строения имеют свою специфику конструирования, значительно большее отношение пролета ригелей к их шагу, меньшее соотношение жесткостей железобетонной и стальной частей конструкций (для мостовых строений характерно соотношение EьIь=0,01ЕsIs, а для сталежелезобетонных балок перекрытия зданий – ЕьIь= 0,10, ЕsIs), меньшее влияние временной нагрузки, было бы не правильно механически переносить соответствующие рекомендации, разработанные применительно к мостам, на сталежелезобетонные перекрытия гражданских зданий.

Рис.1.1.10.Кострукция монолитного перекрытия по стальным балкам с СПН.

Рис.1.1.11. Варианты обеспечения сцепления СПН с бетонной плитой.

Рис.1.1.12.Поперечное сечение сталежелезобетонной балки системы «Уилстресс»:

а) с двойным внешним армированием;

б) с одиночным внешним армированием.

Рис.1.1.13.Сталежелезобетонная стропильная ферма из парных уголков.

Рис.1.1.14. Сталежелезобетонное покрытие из сборных железобетонных плит [117].

Рис.1.1.15 Сталежелезобетонная конструкция со сборными железобетонными плитами 1 – стальная часть (стальная составная балка); 2 – железобетонная часть (железобетонные плиты); 3 – объединительные детали (жесткие уголковые упоры); 4 – бетон замоноличивания Рис.1.1.16 Сечения стальной балки сталежелезобетонной конструкции а, б, д – В последние годы в зарубежной строительной практике используют конструктивное решение монолитной железобетонной плиты перекрытия с использованием фасонных прокатных профилей (швеллеров, двутавров и т.д.) т.е. плитные сталежелезобетонные перекрытия, усиленные в опорной части жесткой арматурой (по терминологии применяемой в железобетонных конструкциях) изложенное в книге: «Bresler, Boris. Reinforeed concrete engineering. Volume 1.

Materials, Structural lements, Safety. Copyright 1974, By John Wiley & Sons, Inc.» на страницах 236-241, рис. 5.37., 5.38. [ 318 ] В таком конструктивном решении размещение арматуры сверху и снизу относительно фасонных профилей приводит к уменьшению их высоты, нерациональному использованию геометрических характеристик фасонных профилей; трудоемкость изготовления металлических решёток, связанная со стыковкой фасонных профилей между собой; ограничения, связанные с геометрическими размерами.

Рис.1.1.17 Сборно-монолитные перекрытия с металлической балкой и с легкобетонным вкладышем.

Конструктивное решение сталежелезобетонной конструкции фундаментной плиты (Рис.1.1.18) и перекрытия с использованием металлических пластин, ненапрягаемой и/или напрягаемой арматур и бетона этих недостатков лишен и выдан патент РФ на полезную модель №73891, зарегистрированный в госреестре полезных моделей РФ 10.06.2008. [ 211,212] Рис.1.1.18 Плитные сталежелезобетонные конструкции для фундаментов.

Рис.1.1.19 Сталежелезобетонная плитная конструкция с тавровыми профилями криволинейного очертания 6. При реконструкции гражданских зданий старой постройки часто приходится менять деревянные перекрытия на железобетонные по стальным балкам.

При обеспечении совместной работы железобетонной полки со стальными балками получается сталежелезобетонные перекрытия. В качестве стальных балок могут быть использованы как прокатные двутавры так и решетчатые балки на основе стального тавра. При этом роль несъемной опалубки играет легкобетонный вкладыш вмонтированный между стальными балками. Совместная работа прокатного двутавра с железобетонной плитой обеспечивается анкерными стержнями приваренному в верхнему поясу балок, а в случае решетчатых балок замоноличиваемых «литым» бетоном (рис. 1.1.17 а, б). Патент РФ №133549, бюл. №29, опубл.

20.10.2013г.

7. Плитная сталежелезобетонная конструкция преимущественно применяемая в плитных фундаментах, состоящая из перекрестных металлических пластин в зоне размещаемых вертикально, сделанными в них отверстиями в растянутой и сжатой зонах, гибкой арматуры, установленной в эти отверстия (рис. 1.1.18 а).

Размещение перекрестных металлических пластин в зоне действия сосредоточенных сил (например от колонн) позволяет отказаться от устройства традиционных подколонников, вутов и других выступающих конструктивных элементов. Такая же плитная конструкция может быть использована для большепролетных неразрезных безбалочных перекрытий. Патент РФ №73891, опубл. 10.06.2008г.

В целях уменьшения материалоемкости и увеличения эффективности перекрестных балок в зоне опирания колонн на перекрытие, по описанию патента РФ (№133549, бюл. №29, опубл. 20.10.2013г.) металлические балки в теле плиты выполнены криволинейными, которые образуют арочную перекрестную систему или решетчатую усеченную пирамиду (рис. 1.1.19) 1.2. Анализ существующих экспериментальных исследований сталежелезобетонных конструкций при различных режимах нагружения.

1.2.1. Экспериментальные исследования сталежелезобетонных изгибаемых элементов на кратковременные нагружения.

К ранним изучениям совместной работы стали и железобетона можно отнести работы Маккея и др.(1923г.), рассматривающие взаимодействие стальных балок, заделанных в полость бетона [355]. Отмечалось, заделанные таким образом балки, используемые для опирания монолитных железобетонных плит, обеспечивают хорошее взаимодействие этих двух конструктивных элементов. В ранних исследованиях работы заделанных балок за критерий оценки взаимодействия стали и бетона принимался фактор сцепления. Составные балки, включая заделанные балки и плиты, опираемые на двутавровые балки, демонстрировавшие достаточный запас прочности согласно рекомендации Кауфи (1929г.), рассчитывались на основе однородного сечения при трансформации зоны бетона в эквивалентную зону металла [355].

Начиная с 1939г. и по настоящее время экспериментальные исследования работы сталежелезобетонных конструкций ведутся более детализированно. В России и в ряде стран Европы и Америки были проведены многочисленные лабораторные статические испытания сталежелезобетонных балок на опытных образцах различного размера. Как правило, опытные образцы испытывали вертикальными нагрузками до разрушения, т.е. до падения давления в прессе или домкратах.

В отличие от обычных натурных испытаний лабораторные опыты дают ценный материал для суждения о предельных состояниях объединенных балок [265].

С целью изучения влияния бетона плиты на работу металлических балок в лаборатории Парижского института строительства и общественных работ были проведены одни из первых опытов над восемью типами перекрытий, которые представляли собой железобетонные плиты, опертые по металлическим балкам и соединенные с ними различным образом [54,55].

Во всех случаях за исключением образцов I-го типа (без анкерных устройств и специальных конструктивных мероприятий, например, вутов и т.п.), разрушение которых характеризовалось быстрым отделением плиты от балок и потерей устойчивости верхней сжатой полки двутавра, наблюдалась совместная работа бетона и металлических балок вплоть до разрушения. Разрушение образцов характеризовалось текучестью металла и достижением в сжатой зоне бетона временного сопротивления.

В Швейцарской федеральной лаборатории испытания металлов были проведены экспериментальные исследования железобетонных перекрытий с жесткой арматурой [54,55], соединение железобетонной плиты с жесткой арматурой в которых выполнялось спиральной арматурой 12 мм. Испытания образцов, нагруженных в третях пролета двумя сосредоточенными силами, показали, что при разрушении в металлической балке достигается предел текучести, а в бетоне – временное сопротивление. Не наблюдалось проскальзывания бетона относительно металлических балок, нарушения формы спирали (после испытаний бетон плиты разбивался для осмотра) и среза сварочных швов между спиралью и двутаврами.

В 1943г. в Швейцарии испытали статической нагрузкой две сталежелезобетонной балки пролетом 4м [310]. Эти испытания показали большие запасы несущей способности в объединенных балках.

Начиная с 1947г. в течение многих лет в Иллинойском университете (США) велись испытания разрезных и неразрезных сталежелезобетонных балок, имевших чаще всего пролеты 1,52 м. Было изучено много вопросов и наиболее подробно – влияние на работу балок податливости различных объединительных деталей и сцепления бетона со сталью [358-362].

В 1950-51г.г. С.Н.Ерлыков (Лентрансмостпроект) на трех образцах пролетом 1,5м исследовал особенности работы и характер раскрытия трещин в сталежелезобетонных балках с относительно высокими железобетонными ребрами и наклонными арматурными анкерами.

В 1951-53г.г. в Дармштадской высшей технической школе (ФРГ) испытали опытные сталежелезобетонной балки пролетом 14м с различными видами объединительных деталей [338]. В связи с большими размерами образцов, а также детальным изучением влияния ползучести и усадки бетона эти эксперименты представляют особый интерес.

В 1952г. в Сибирском автодорожном институте (г.Омск) испытали 8 опытных сталежелезобетонных балок различных конструкций с пролетом 2,5м. При этом были исследованы закономерности развития пластических деформаций в бетоне и стали при однократном загружении балки [292]. Лабораторные статические испытания сталежелезобетонных балок производились также в 1952г. в Швейцарии [373], в 1953г. в СССР.

В 1954-55г.г. в НИИЖТе испытали 24 опытные сталежелезобетонной балки, представлявшие 8 типов, по 3 балки в каждом типе. Испытанию балок с плитой в сжатой зоне подвергался 21 образец с 7-ю различными типами упоров, и 3 образца с плитой в растянутой зоне (рис.1.2.1.1).

Нагрузка на балки пролетом 1,32м передавалась через куски рельсов, установленные на металлических подкладках на расстоянии 15см от серединного сечения, в виде двух участков равномерно распределенной нагрузки.

При испытании балок на изгиб до разрушения оказалось, что ни в одном случае не были заметно деформированы средства соединения между плитой и стальной балкой, т.е. упоры. Во всех случаях разрушение наступало из-за деформаций по раздроблению сжатой зоны плиты или в балках типа III (1 образец) и типа VII (2 образца) по срезу бетона упорами. Испытания балок с плитой в растянутой зоне показали, что появившиеся при довольно малых нагрузках трещины растут очень медленно и достигают допускаемой величины 0,3мм, лишь тогда металл стальной балки имеет напряжение выше предела текучести.

В ходе экспериментов при увеличении фибровых напряжений в бетоне от до 200 кг/см2 величина n=Es/Eb изменялась в пределах от 6,9 до 8 при кубиковой прочности бетона 357 кг/см2 и от 5,85 до 6,9 при кубиковой прочности 400- кг/см2.

Несколько увеличенные значения параметра n по сравнению с обычными, характерными для работы бетона на сжатие, объяснилось неравномерностью деформирования железобетонной плиты балки по ширине, т.е. значение коэффициента неравномерности работы плиты (отношение действительной площади эпюры деформации к площади прямоугольной эпюры с такой же максимальной ординатой), или редукционного коэффициента в пределах от 0,5 до 0,75. Причем он увеличивался с ростом нагрузки и напряжения в бетоне. С целью выяснения характера распределения напряжений в плите сталежелезобетонного сечения также были испытаны 6 пространственных сталежелезобетонных конструкций пролетом 5,5м, представляющие собой железобетонную плиту, опертую на три двутавровые балки. При этом пять пространственных конструкций выполнялись со сборными плитами и одна – с монолитной, служившей эталоном. Образцы со сборными плитами показали деформативные свойства и несущую способность близкие к эталонным. Снижение несущей способности при сборных плитах не превосходило 10%.

Здесь средний редукционный коэффициент изменялся в пределах от 0,75 до 0,9, и также увеличивался с возрастанием нагрузки и напряжения в бетоне.

Рис.1.2.1.1.Образцы испытаний сталежелезобетонных балок в НИИЖТ.

Рис.1.2.1.2.Опытные образцы сталежелезобетонных балок и схема их испытаний в ЦНИИАС и МАДИ: 1- траверсы; 2- сечения установки тензометров; 3- арматура 8.

В 1957г. в ЦНИИАСе и МАДИ Н.Н.Стрелецким и Г.Н.Соловьевым было испытано статистической нагрузкой девять пространственных образцов сталежелезобетонных балок пролетом 6м [266]. Размеры и конструкции образцов, схема приложения испытательной нагрузки с расстановкой приборов показаны на рис.1.2.1.2. Образцы различались конструкцией и размещением объединительных деталей и кубиковой прочностью бетона, изменявшейся от 202 до 304 кг/см2.

Предел текучести стали составлял от 2275 до 2340 кг/см2. Три образца были испытаны с монолитной железобетонной плитой и шесть образцов – со сборной железобетонной плитой. Особенностями испытаний были сравнительно большие размеры образцов и достаточно полное использование сопротивления бетона в предельном состоянии.

Статические испытания показали, что при жестких объединительных швах достаточно удаленные от опор поперечные сечения сталежелезобетонной балки остаются при деформациях практически плоскими по высоте балки вплоть до непосредственного приближения к исчерпанию несущей способности, при этом податливость шва объединения железобетона и стали мало сказывается на напряжениях. На эпюре продольных деформаций уступ между деформациями железобетонной плиты и стального двутавра отсутствует, несмотря на то, что шов между ними не был абсолютно жестким: упругие деформации сдвига при нагрузке 50т достигали 0,14мм, а остальные – 0,1мм. В некоторых экспериментах, например, в опытах [292] уступ между деформациями железобетонной плиты и стального двутавра удавалось зафиксировать, однако величина ее была незначительной.

Пластические деформации в бетоне с увеличением нагрузки нарастали постепенно, поэтому качественные изменения в работе образца возникали обычно только с развитием пластических деформаций в стали нижнего пояса балки, когда полные и остаточные прогибы и другие общие и местные деформации начинали расти особенно интенсивно. После существенной проработки пластических деформаций в стали и бетоне, в бетоне возникали видимые продольные трещины.

При новом увеличении нагрузки и достижении предельной величины изгибающего момента происходило раздробление сжатого бетона и исчерпание несущей способности образца.

Перед исчерпанием несущей способности полные прогибы образцов составляли от 1/106 до 1/205 пролета, относительные деформации бетона превышали характерные для бетона в предельном состоянии по прочности. Также значительно больше предельных были относительные деформации стали. Продольные трещины в бетоне перед потерей несущей способности получали значительное развитие.

Снижение несущей способности и изменения общих деформативных свойств в образцах со сборными плитами не было замечено при прочности бетона замоноличивания швов, превышающей прочность бетона сборных плит (превышение составило 550%). А деформации бетона в шве все же превосходили деформации бетона сборной плиты (на 2025%), но величина этих дополнительных деформаций была столь мала, что на общих деформациях и несущей способности образцов не сказывалась, хотя раздробление бетона и происходило всегда в зоне одного из стыков.

В одном образце прочность бетона в швах составляла примерно 50% прочности бетона сборных плит. Как итог: общая деформативность увеличилась на 38%, а несущая способность снизилась на 21%.

Аналогично данным эксперимента, здесь во всех пространственных образцах значение редукционного коэффициента с увеличением нагрузки росло, и стремилось к 1.

В начале 70-х годов в ЦНИИ промзданий и ЦНИИЭП учебных зданий проведены исследования предварительно напряженных сталежелезобетонных ригелей пролетом 12м для покрытий и перекрытий промышленных зданий [193].

В Бельгии с начала 70-х годов ведутся исследования предварительно напряженных сталежелезобетонных балок с листовой арматурой типа «Уилстресс», поведение под нагрузкой которых подобно поведению металлических [268,315].

В 1978г. в БелССР была запатентована сталежелезобетонная балка, предназначенная для покрытий и перекрытий промышленных зданий (рис.1.1.15) [1]. На основе данных балок было запроектировано перекрытие блока производственных цехов Минского автозавода, на котором проводились в момент строительства натурные испытания [283]. Кроме того, были также выполнены лабораторные образцы, моделировавшие реальные конструкции перекрытия блока цехов Минского автозавода в масштабе 1:2. Данное обстоятельство позволило, с одной стороны, уменьшить влияние на результаты испытаний масштабного фактора, а с другой стороны, обеспечило возможность изготовления стальной части опытных балок из листового проката, применяемого в реальных конструкциях. Образцы изготавливались как с напрягаемой затяжной по нижнему поясу, так и без нее – в этом случае нижний пояс стальной балки был более развит. По аналогии с натурными конструкциями в стенке балок имелись круглые отверстия, диаметр которых в средней части составлял 450мм. Железобетонная часть выполнялась полностью монолитной, либо в сборно–монолитном варианте.

В ходе экспериментов выявлено, что расчетное предельное состояние по прочности наступало вследствие достижения нормальными напряжениями в нижнем стальном поясе расчетного сопротивления, либо из-за превышения предельной деформативности бетона при сжатии в наиболее напряженных фибрах плиты.

Учет упругопластических деформаций стальной балки считался нецелесообразным, из-за не выраженности этой стадии в работе объединенной конструкции перекрытия.

Отмечено, что эффект перераспределения напряжений между элементами объединенного сечения за счет развития пластических деформаций в бетоне сказывается сильнее, чем в мостовых конструкциях.

Податливость шва объединения стальных балок с железобетонными плитами перекрытия, несмотря на небольшую длину пролета, практически не оказывала влияния на характер напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных конструкции.

1.2.2. Анализ экспериментальных исследований анкерных устройств сталежелезобетонных изгибаемых элементов.

Основной целью объединения железобетонной плиты со стальной балкой для обеспечения их совместной работы является увеличение площади контакта (трения) и, непосредственно, сцепления между железобетоном и сталью, т.е. увеличение сопротивления сдвигу шва между железобетоном и сталью, образованного без анкерных соединений. Примером тому являются, например, приведенные ранее сталежелезобетонная балка [1], мост через р.Зиг в ФРГ.

По данным работ [337,338] величина сцепления железобетонной плиты со стальной балкой достигает значения 34 кг/см2. Исследования Б.П.Маркова показали, что такая величина сцепления может быть достигнута только в балках с упорами-анкерами. При отсутствии упоров при испытании балки на непосредственный сдвиг величина предельного сцепления в экспериментах имело среднее значение в пределах от 9 до 12 кг/см2, что довольно близко совпадает с выводами Ю.С.Мартынова [191], который рекомендует принимать предельную величину сцепления между железобетоном и сталью без учета работы анкеров равной 10кг/см2, независимо от марки бетона. Правда, при непосредственном сдвиге явление носит несколько иной характер, чем сдвиг при изгибе. Максимальная величина сцепления при непосредственном сдвиге имела значение 1924 кг/см.

При наличии объединительных деталей сцепление нарушалось при значительно более высоких средних значениях – 4246 кг/см, и не значительно зависело от марки бетона. Последние цифры соответствуют сдвигающим напряжениям в объединительном шве в экспериментальных условиях, полученным без учета работы упоров. В действительности до нарушения сцепления соответствующие сдвигающие усилия передаются частично непосредственным сцеплением и частично через объединительные детали [266,265].

Экспериментальные исследования зоны контакта «сталь-бетон» показали, что при однократном возрастающем статическом воздействии сцепление нарушается ранее наступления предельного состояния упоров, в особенности, при сборном железобетоне и наличии подливки. При повторных эксплуатационных воздействиях сцепление сравнительно быстро нарушается, и при дальнейшей эксплуатации все сдвигающие усилия передаются практически только через объединительные детали [266,265]. Поэтому проектирование сталежелезобетонной конструкции перекрытия без специальных объединительных упоров не может быть признано целесообразным, что подтверждается также исследованиями [266,283,265].

Одними из первых исследователей действительной работы элементов объединения были K.Klpell и H.Weichermller [337,338], проводившие опыты с сталежелезобетонными балками, и, в частности, ставившими перед собой задачу выявления работы различных типов упоров. Наиболее благоприятными по техническим показателям ими были признаны гибкие упоры с расходящимися в сторону концами. Ими же замечено, что напряжения сжатия в бетоне по лицевой стороне упора (по площади сжатия) значительно выше, чем кубиковая прочность, и что поэтому допускаемое давление на бетон при расчете упоров может быть повышено.

Данные положения были проверены в исследованиях Б.П.Маркова, проводившихся в 1954-55г.г. в НИИЖТа в г.Новосибирске. Помимо экспериментальных исследований сталежелезобетонных изгибаемых балoк, им были также выполнены опыты на балках на непосредственный сдвиг. Образцы балок и типы исследовавшихся упоров приведены на рис.1.2.2.1.

Результаты испытаний показали, что подавляющее преимущество перед другими типами не имеет ни один из исследовавшихся типов упоров. Определенный недостаток (появление ранних продольных трещин от угла упора) замечено у упора из уголка, поставленного на торец. Различные приспособления в виде планок или ребер усиливающие жесткие упоры, также излишни. В качестве средств объединения стальной балки с плитой рекомендованы либо сплошной упор в виде уголка или планки, либо гибкий упор, в данном случае петлевой, показавшие одинаковую несущую способность.

Для исследования напряженного состояния отдельного упора была изготовлена специальная балка (рис.1.2.2.2), объединенная с бетонным прогоном при помощи уголковых упоров. На упоры, в трех сечениях по их высоте, наклеивались датчики сопротивления и тщательно изолировались от попадания влаги и от механических повреждений.

Рис.1.2.2.1.Образцы испытаний на непосредственный сдвиг в НИИЖТ.

Рис.1.2.2.2.Образцы исследования работы упора в НИИЖТ.

Рис.1.2.2.3.Опытные образцы с петлевыми анкерами:

1-плоская закладная деталь; 2-монтажный сварной шов; 3-тавровая закладная деталь; 4-бетон или раствор замоноличивания; 5-высокопрочный болт; 6высокопрочная гайка; 7-фасонная высокопрочная гайка; 8-двухстенчатая закладная деталь.

Рис.1.2.2.4.Опытные образцы с жесткими упорами:

а) дугообразные упоры;

б) двухстенчатые упоры.

Рис.1.2.2.5.Характер разрушения бетона перед упорами различных видов:

а) по результатам испытаний МАДИ;

б) по результатам испытаний ЦНИИС.

Из диаграмм напряжения по высоте упора видно, что упор с начала загружения воспринимает двузначный изгибающий момент, и сразу вступает в работу еще до нарушения сцепления между железобетонной плитой и стальной балкой.

Разрушение объединения с гибкими упорами происходит обычно по бетону после больших перемещений сдвига.

Экспериментальные исследования петлевых анкеров при работе их в СЖБ конструкциях также проводились в Швейцарии [352], ФРГ[330], Швеции [314] и показали, что данные анкера обеспечивают шву объединения меньшую податливость, чем анкеры других видов.

Детальные исследования петлевых анкеров были проведены в МАДИ в 1956г.г. [253] и тремя этапами в ЦНИИСе в 1958-63г.г.[265]. Во всех этих исследованиях петлевые анкеры изучались как средство объединения стальных закладных деталей со сборным железобетоном. Конструкции испытанных образцов изображены на рис.1.2.2.3.

Испытания хорошо выявили характер действительной работы наклонных петлевых анкеров и показали, что для них большое значение имеет работа в бетоне на изгиб, как нагеля подобно гибким упорам. После окончания испытания, и разбивки опытных образцов у корней анкеров обнаруживались значительные лункообразные обмятия бетона. Большая часть деформаций сдвига происходила за счет обмятия бетона в этих местах. Деформации и напряжения растяжения в анкерах возникали с самых первых ступеней нагрузки также задолго до нарушения сцепления в шве. Замечено, что растяжение в ветвях петлевых анкеров передавалось на бетон в значительной степени посредством сцепления и трения, а не через петлю.

Наименьшей деформативностью при сдвиге обладали образцы, в которых анкеры равномерно распределены по всему объему бетона (рис.1.2.2.3,в). Наибольшей деформативностью обладали образцы с групповыми размещениями анкеров при расстояниях в свету между отдельными анкерами, меньших одного диаметра анкера (рис.1.2.2.3,г,д). У них же наблюдалось и раннее трещинообразование в бетоне. При более редком размещении анкеров, трещины появлялись в бетоне только перед исчерпанием несущей способности. Трещины на контакте «сталь – бетон», связанные с нарушением сцепления при деформациях сдвига, развивались постепенно.

Разрушение образцов происходило: от разрушения практически всего объема бетона (рис.1.2.2.3,в) или местного характера разрушения по бетону (рис.1.2.2.3,а,б,г,д,е,ж) до разрушения в результате среза и разрыва стали анкеров (рис.1.2.2.3,з,и,к,л).

Влияние длины петлевых анкеров на работу объединения исследовалось на образцах на рис.1.2.2.3,г,д,и. Была выявлена оптимальная длина анкера la равная примерно 10d (рис.1.2.2.3).

Влияние угла наклона анкера D исследовалось на образцах по рис.1.2.2.3 з,и,л.

Оптимальный угол наклона анкера в результате получен близким к 3545.

Также в МАДИ в 1955-57г.г. было испытано более 30 опытных образцов с жесткими упорами различных видов и размеров, где в каждом из двух железобетонных блоков каждого образца размещалось по одному жесткому упору [253].

Наименьшую деформативность и наибольшую несущую способность показали двухстенчатые упоры. Деформативность и несущая способность при дугообразных, обычных уголковых (плоских) и цилиндрических упорах были примерно одинаковы.

Разрушение происходило в виде отрыва железобетонной плиты от стали, причем на стали перед упором оставался бетонный клин с уклоном примерно 1:21:2,5. Отношение разрушающего сминающего напряжения к призменной прочности бетона составляло 2,13,4.

В ЦНИИСе в 1958-59г.г. было испытано 6 опытных образцов с дугообразными упорами и 3 – с двухстенчатыми (рис.1.2.2.4), при этом в каждом железобетонном блоке было по два упора [265]. Основное внимание уделялось специфике работы при многократно повторных загружениях и сборной конструкции железобетонной части.

Исчерпание эксплуатационной способности объединения с жесткими упорами (расстройства, выражающееся в интенсивном раскрытии трещин) происходило незадолго до исчерпания несущей способности, при больших деформациях сдвига – порядка 0,5мм при двухстенчатых упорах, и порядка 13 мм при дугообразных упорах. Разрушения образцов ЦНИИС в большинстве случаев происходило с оставлением перед упором бетонного клина, практически аналогичного отмеченного в опытах МАДИ (рис.1.2.2.5).

Данные опытов ЦНИИС свидетельствуют о том, что несущая способность объединения примерно в равной степени зависит и от прочности бетона блока, и от прочности бетона замоноличивания.

Отношение разрушающего сминающего напряжения к призменной прочности бетона составляло: для дугообразных упоров 3,163,80; для двустенчатых 2,522,90.

В 1955-56г.г. Н.Н.Стрелецким были проведены испытания на опытных образцах, изготовленных в натуральную величину [265]. Испытания проводились на строительной площадке Калининского моста на специальном стенде. Схема испытаний показана на рис. 1.2.2. В конце 50-х годов за рубежом стали применятся круглые стержни с крюками, направленными навстречу передающемуся с бетона усилию (рис.1.2.2.7). Статические и пульсационные испытания показали меньшую деформативность и большую несущую способность шва при стержнях с крюками, чем при стержнях с головками. Усталостное разрушение начинается с появления трещины I у основания стержня и завершается в результате развития трещины II вблизи середины высоты стержня [323,370].

Наиболее основательные экспериментальные исследования работы гибких упоров (главным образом швеллерного типа и обычных круглых стержней с головками) выполнены в США [323, 372], ЧССР [366,317], исследований подытожены в Технических условиях AASHO [365].

C 1967г. кафедра строительных конструкций Львовского политехнического института проводит исследования сталебетонных плит и балок с обычной и высокопрочной напрягаемой полосовой арматурой [147,148, 336]. Один из этапов этих исследований – исследование и разработка различных типов связей был проведен под руководством Ф.Е.Клименко [150-152].

Исследования деформативности связей проводились на образцах, показанных на рис.1.2.2.8. Схема испытаний и расстановка приборов показана на рис.1.2.2.9.

В результате экспериментов выявлено, что несущая способность образцов с жесткими упорами зависит от прочности бетона и площади смятия, а величина деформации сдвига – от жесткости упора и степени обмятия бетона. В момент разрушения напряжения в бетоне под площадкой смятия превышали предельные осевые напряжения сжатия в 1,8 раза.

Несущая способность гибких анкеров обусловлено как прочностью бетона, так и прочностью самого упора при изгибе, а величина деформаций сдвига зависит от величины обмятия бетона в основании упора.

Анкеры из стержней, расположенные под углом 45 по направлению сдвигающей силы, работают более эффективно, чем анкеры, расположенные под углом 90. Однако, деформации сдвига для последних анкеров в предельном состоянии оказались на 46% меньше.

Рис.1.2.2.6.Схема испытаний упоров Калининского моста:

а) с эксцентриситетом силы Т; б) без эксцентриситета; в) равномерное распределение давления домкрата в плане; г) неравномерное распределение давления в плане.

Рис.1.2.2.7.Стержневой гибкий упор с крюком и характер его разрушения Рис.1.2.2.8.Конструкция опытных образцов и их связей.

Рис.1.2.2.9.Схема испытаний и расстановка приборов к рис.1.2.2.8:

а – образец с одиночными связями; б – образец с рядом связей.

Рис.1.2.2.10.Конструкция стальной части образцов:

а) 1-ая серия; б) 2-ая серия; в) 3-ья серия.

Рис.1.2.2.11.Схема расстановки измерительной аппаратуры к рис.25.

Деформации в анкерах из стержневой арматуры и гибких упорах возникали на первых ступенях нагрузки задолго до видимого нарушения сцепления на контакте «сталь–бетон», что свидетельствовало о включении их в работу.

Испытания совместной работы стержневых анкеров и низких жестких упоров в виде нагеля и пластины, приваренных плашмя к металлическому элементу, выявили их благоприятное воздействие на увеличение несущей способности и уменьшение общих деформаций сдвига.

Характер распределения сдвигающих сил и деформаций сдвига при работе ряда связей исследовался на образцах 2-ой группы. При этом установлено, что несущая способность ряда связей предопределяется несущей способностью первой связи в ряде, из чего вытекает, что для рационального использования связей в ряде необходимо применять связи различной несущей способности, либо варьировать их шаг по длине элемента.

Инженер Е.И.Хаютин провел экспериментальное исследование сталежелезобетонных образцов с жесткими упорами на сдвиг [283], как дополнение к исследованию сталежелезобетонной балки [1]. Основной целью исследований было сопоставление различных конструктивных форм упоров, а также оценка надежности принятых конструктивных решений зоны объединения.

В ходе эксперимента были испытаны три серии образцов по три образца в каждой. Конструкция стальной части образцов и схема расстановки приборов во время испытаний приведены соответственно на рис.1.2.2.9 и 1.2.2.10.

Сравнительный анализ результатов испытаний показал, что конструктивное решение упоров практически не отражалось на величине сопротивления сдвигу шва, которое достигало значительной величины, и колебались в пределах 25,467,8 кг/см (в среднем 45,6 кг/см). Наиболее существенно конструкция упоров влияла на несущую способность и деформативность объединения.

В целом, по полученным результатам отмечено, что, хотя образцы третьей серии имели худшие показатели (но они были выше расчетных почти в 2 раза), принятое в них конструктивное решение, в силу простоты и технологичности, рекомендовано для применения при проектированнии аналогичных сталежелезобетонных балок.

Испытания также показали, что ни в одном из образцов после разрушения и удаления бетона с поверхности стального стержня не было отмечено никаких нарушений в упорах и сварных швах их применения.

1.2.3. Анализ экспериментальных исследований выносливости бетона и стали, металлических и железобетонных конструкций.

1.2.3.1. Изучение выносливости и деформативности бетона при малоцикловых нагружениях.

Изучение прочностных свойств бетона при малоцикловом нагружении проводится сравнительно недавно, примерно с начала 60-х годов нашего столетия. По этой причине закономерности поведения бетона в отличие от арматурной стали, где можно пользоваться сведениями исследований в сфере машиностроения, были изучены мало.

Первые исследования образцов бетона на сжатие при малоцикловом нагружении провел Ван Орнум [14]. Он испытал 18 кубов размером 17,8 х 17,8 х 17,8 см и 179 бетонных призм размером 12,7 х 12,7 х 30 см. Прочность бетона и 110 кГс/см. Образцы нагружались с частотой 4 цикла в минуту, коэффициент асимметрии цикла напряжений =0. Результаты исследований показали, что тысяча циклов нагружении приводит к снижению прочности на 40 %, а 5500 нагружении — на 50 %.

Е. Пробет и его ученики А. Мемель, Ф. Трайбер, Е. Хейм испытывали цилиндры и призмы в возрасте бетона от двух месяцев до трех лет. Отмечено, что у более старого бетона упругие свойства выражены более явно, а остаточные деформации проявляются меньше.

О. Граф и Е. Бреннер, испытав 100 призм размером 13 х 13 х 40 см, установили, что с уменьшением призменной прочности относительный предел выносливости увеличивается, с уменьшение предел выносливости снижается, бетон на щебне менее вынослив, чем бетон на гравии.

С.П. Шах и Л. Винтер испытали призмы размером 8,9 х 8,9 х 25,2 см с прочностью бетона 406 кГс/см. База испытаний была принята 20 циклов нагружении.

Образцы загружались до нагрузки Рmax, составлявшей 0,83-0,98 от разрушающей нагрузки, полученной при однократном загружении эталонных призм. Испытания показали, что три образца выдержали 20 циклов нагружений, остальные разрушались при количестве циклов меньше 10. Авторы указывают, что проведенные с помощью микроскопа наблюдения за образованием микротрещин при циклических нагружениях показали сильное увеличение интенсивности их развития при В нашей стране первые исследования выносливости бетона проведены Б.Г.

Скрамтаевым и Л.И. Панфиловой. Было испытано 96 кубиков размером 7 х 7 х см при максимальных напряжениях от 0,5 R до 0,9 R и минимальных напряжениях от нуля до 0,3 R. Установлено, что 100-500 циклов нагружений приводят к снижению прочности на 10-50 %.

И.Л. Корчинский [163] на основании проведенных исследований предложил зависимость для определения усталостной прочности при заданном количестве циклов нагружений в зависимости от предела усталости.

Ю.М. Котов [167] исследовал влияние малоцикловых нагружений на прочность при сжатии различных видов бетонов. Предложена эмпирическая зависимость между прочностью и количеством циклов нагружений.

Испытания бетона на малоцикловые нагрузки типа сейсмических представлены в работе В.С. Полякова. Количество циклов повторного нагружения бетона с уровнем =0,83-0,98 от призменной прочности составило от 5 до 20 для разных групп образцов. При h'n+hn На методе предельного равновесия базируется также и метод расчета прочности комбинированных балок монолитных железобетонных перекрытий со стальным профнастилом [262].

Однако в отличие от предыдущих методов здесь в расчет вводятся продольные усилия T растяжения в стальной балке и сжатия в полке плиты, учитывающие податливость связей стальной балки с плитой (рис.1.3.1.3):

где Es, Eb – модули упругости стали и бетона, соответственно;

Js, Jb – собственные моменты инерции стальной балки и железобетонной плиты, соответственно;

v – расстояние между центрами тяжести стальной балки и полки плиты;

- коэффициент, зависящий от геометрических и физических параметров комбинированной балки;

кt – эмпирический коэффициент, учитывающий податливость связей и вид нагрузки.

Исследования свидетельствуют о значительном влиянии анкерных связей на прочность и деформативность сталежелезобетонных изгибаемых конструкций.

Расчет сталежелезобетонных изгибаемых элементов с недостаточно жесткими связями можно вести на основе теории составных стержней [238], учитывающей влияние податливости связей на работу всей конструкции. Основной характеристикой при таком методе расчета прочности является коэффициент жесткости связей, определяемый в предположении упругой их работы. При этом прочность сталежелезобетонных изгибаемых элементов определяется по формуле:

где Мст, Мб - изгибающие моменты, воспринимаемые соответственно стальным и бетонным элементам;

Ti - сдвигающее усилие, воспринимаемое i-ой связью;

zi - расстояние между центрами тяжести стального и бетонного элементов в iом сечении.

В работе [363] предложен метод расчета прочности сталежелезобетонных балок со сплошными бетонными плитами, который основывается на предположении, что прочность нормального сечения ограничивается прочностью связей:

x d hn прочность нормального сечения определяется по формуле:

x ! hn - определяется усилие в сжатой зоне стальной балки:

а несущая способность нормального сечения сталежелезобетонной балки вычисляется как сумма моментов внутренних сил относительно точки приложения равнодействующей усилий растяжения в стальной балке:

Н.Н.Стрелецкий в работе [266] при расчете прочности сталежелезобетона предложил учитывать пластическую работу бетона, а затем и ограниченное развитие пластических деформаций стали в поясах стальной конструкции. Критерием предельного состояния по прочности для бетона являлось достижение не предела прочности бетона, а предельной полной деформации в уровне центра тяжеH b d H b, пр 0. пренебрегали.

В дальнейшем этот метод расчета прочности сталежелезобетонных конструкций получил широкое применение при расчетах прочности пролетных мостовых строений и был включен в СП 35.13330.2011 «Мосты и трубы» [257].

Расчет прочности при этом осуществляется в традиционной форме проверки напряжений с введением к моментам сопротивления или расчетным сопротивлениям поправочных коэффициентов, учитывающих специфику мостовых строений и проводящих расчет к деформационному критерию предельного состояния.

При этом расчет прочности сталежелезобетонной балки выполняется по одному из трех случаев (рис. 1.3.1.4):

а)случай А – упругая работа бетона и продольной арматуры;

б)случай Б – пластическая работа бетона и упругая работа продольной арматуры;

в)случай В – пластическая работа бетона и продольной арматуры.

Работа стальной балки сталежелезобетонного пролетного строения во всех расчетных случаях считается упругой.

Белорусские РСН 64-88 [243] предлагают метод расчета прочности сталежелезобетонных балок перекрытий промышленных зданий, схожий с предыдущим СП 35.13330.2011. Мосты и трубы»[257]. Принципиальное их отличие в том, что метод расчета [243] не вводит в расчет продольную арматуру в бетонной плите, и отсутствуют коэффициенты которые были в методе расчета балок мостовых строений, и предельные деформации в центре тяжести бетона ограничивает величиной H s, п р 0. Расчет прочности сталежелезобетонных балок выполняется по одному из трех расчетных случаев (рис.1.3.1.4):

а)случай 1 - упругая работа бетона плиты;

б)случай 2 - упругопластическая работа плиты;

в)случай 3 - пластическая работа плиты.

Работа стальной части сталжелезобетонной балки ограничивается упругой стадией.

Рис.1.3.1.4.Эпюры напряжений, деформаций и усилий в поперечном сечении Расчет на циклическую нагрузку сталежелезобетонных изгибаемых элементов мостовых конструкций представлена в СП 35.13330.2011. «Мосты и трубы» [257].

Для них характерна большая собственная масса и значительная стадийность нагружения. Расчет на выносливость выполняется: для стальной и железобетонной частей конструкции мостов.

В состав сечения при определении в которой при рассматриваемом загружении отсутствует растяжение.

Расчет на выносливость сталежелезобетонной балки железнодорожного моста с ненапрягаемой арматурой в железобетонной части сечения выполняют по формулам:

где M1w - изгибающий момент первой стадии работы от нагрузок, учитываемых в расчетах на выносливость;

M2w - изгибающий момент второй стадии работы от нагрузок, учитываемых в расчетах на выносливость, включая изгибающие моменты от виброползучести бетона в статически неопределимых системах;

W'i,stb - момент сопротивления нетто сталежелезобетонного сечения для фибры i (bf, s1, s2), определяемый при коэффициенте приведения бетона к стали ;

Еvkr – условный модуль упругости бетона с учетом его виброползучести;

mb1 – коэффициент условий работы бетона под многократно повторяющейся нагрузкой.

Усилия, возникающие от внешней нагрузки в сталежелезобетонном элементе при циклическом нагружении вычисляются аналогично статическому загружению постоянной нагрузкой, стадийно. На первой стадии работы конструкции учитывается собственный вес конструкции, и при расчете выносливости эта стадия не участвует. На второй стадии работы учитываются напряжения предыдущей стадии для стальной части поперечного сечения, вычисляются так же напряжения в бетонной части сечения от действия максимального и минимального расчетного изгибающих моментов. Исходя из величины коэффициента асимметрии цикла нагружения, вычисляются измененные расчетные прочностные характеристики материалов.

При этом циклический характер работы конструкции учитывается введением коэффициентов условий работы и изменением модулей упругости материалов.

Такой подход характерен для упрощенных методик расчета выносливости при нормативном числе циклов нагружения >2•106, и не отражает фактический работы сталежелезобетонного изгибаемого элемента под нагрузкой при малом числе циклов нагружения и высоком уровне напряжений, в расчете не учитывается накопление деформаций и перераспределение напряжений между составными частями поперечного сечения сталежелезобетонного изгибаемого элемента с учетом неупругих деформаций.

Рис.1.3.1.5.Эпюры напряжений в поперечном сечении сталежелезобетонной балки >243@.

Таким образом, анализ вышеприведенных методов расчета сталежелезобетонных изгибаемых элементов показывает, что в них на сегодняшний день или отсутствует учет податливости контакта «сталь-бетон», или же присутствует в полуэмпирическом виде, обусловленном работой определенных видов в поперечном сечении сталежелезобетонной конструкций, что в свою очередь, недостаточно точно отражает реальную работу сталежелезобетонного изгибаемого элемента. Поэтому необходимо исследовать действительную работу менее «масштабных» в поперечном сечении сталежелезобетонных изгибаемых элементов и предложить более совершенные методики расчета прочности нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов.

По EN 1992- Еврокод 2 «Проектирование сталежелезобетонных конструкций»

[327] несущая способность определяется в упругой стадии с учетом влияния ползучести с помощью модульного коэффициента приведения (п.6.2.1.5, при учете нелинейных свойств материалов (п. 6.2.1.4.) силы сжатия в бетоне Nc и внутренний изгибающий момент определяется по упрощенным формулам (6.2-6.4) на основе упрощенных диаграмм деформирования материалов. Диаграммы напряжений в нормальных сечениях принимаются прямоугольными (п. 6.2.1.3.) Такие упрощения без учета действительного напряженно-деформированного состояния нормального сечения изгибаемого элемента приводят к неэкономичным схожим решениям как и при расчете по рекомендациям расчета монолитных перекрытий со стальным профнастилом по стальным балкам [262].

Рис.1.3.1.6. Сопоставление опытных и расчетных значений прочности нормальных сечений экспериментально исследованной сталежелезобетонной балки по действующим нормам.

а) расчет по СНиП 2.05.03-84 Мосты и трубы;

б) расчет по РСН 64-88 Госстроя БССР;

в) расчет как ЖБК с жесткой арматурой;

г) расчет по EN 1994-1-1-2009.

1.3.2. Методы расчета анкерных устройств объединения сталежелезобетонных изгибаемых конструкций.

Анализ результатов экспериментальных исследований работы конструкций объединения элементов в поперечном сечении сталежелезобетонных балок, приведенных в п.1.2.2., показывает, что между деформациями sh и сдвигающей нагрузкой Т на начальных этапах нагружения устанавливается зависимость, близкая к линейной. С увеличением сдвигающей нагрузки можно выделить одну или несколько точек на графике зависимости Т–sh, которые отличаются резким изгибом или даже переломом кривой зависимости Т–sh. Установлено, что интенсивный прирост деформации сдвига, соответствующий положению этих точек, является началом разрушения в зоне объединения, из-за накопления остаточных деформаций, трещин и выколов в бетоне у упоров или анкеров, при этом сами элементы объединения также могут находиться в предаварийном (критическом) состоянии.

Исходя из этого, за расчетную принимается нагрузка, соответствующая точке перелома кривой зависимости Т–sh [94-95,105].

Некоторые авторы [134] считают, что в предельном состоянии в поперечном сечении гибкого стержня анкера при воздействии сдвигающей нагрузки наступает текучесть стали, а величина расчетной нагрузки на вертикальный анкер может определяться по формуле: T=ктр·Ra·Aan, где ктр – коэффициент трения стали по бетону, принимаемый равным 0,450,7.

Однако в работе стержневого анкера необходимо также учитывать влияние бетона на прочность контакта Кроме того, нужно обратить внимание на то, что разрушение анкерной связи возможно также и от раскалывания бетона, т.е. прочность анкерной связи в равной степени зависит как от прочности самого анкера, так и от прочности окружающего его бетона. Базируясь на этот вывод, Г.Г.Шорохов [296] на основании экспериментальных исследований установил зависимость для определения прочности вертикального анкера: T 0.075Ra d a Rb Результаты исследований гладких анкеров с головками нашли отражение в расчетных выражениях для определения прочности анкерных связей, приведенных в нормах США AASHO [365]. Расчетные выражения, применительно к нашим расчетным характеристикам материалов, можно записать в следующем виде:

Схожие выражения для гибких стержневых анкеров, полученные также из экспериментальных и теоретических исследований, можно встретить в работах Н.Н.Стрелецкого [265, 266]:

Кроме того, анкерные стержни проверяются на срез по формуле:

Предельные сдвигающие усилия, приходящиеся на гибкий упор из прокатных профилей, определяется по формуле:

где h' – сумма радиуса закругления профиля и наибольшей толщины его полки;

ст - толщина стенки профиля;

bу – ширина площади смятия бетона упором.

В случае наклонных стержневых анкеров общий вид выражения для определения предельного сдвигающегося усилия имеет вид:

– угол наклона анкера к поверхности стальной балки;

– угол между горизонтальной проекцией анкера и направлением действия сдвигающей силы.

При устройстве объединения из жестких упоров сдвигающие усилия, приходящиеся на один упор, определяются по формуле:

где 1,62 – коэффициент, учитывающий, что напряжение в бетоне, перед упором, в момент разрушения превышает осевые напряжения сжатия основного массива бетона.

Аb,dr – площадь поверхности смятия бетона упором.

В дальнейшем эти выражения (1.3.35)(1.3.40) были отражены в соответствующих главах СП 35.13330.2011. Мосты и трубы [257], с той лишь разницей, что там в формулах вводится поправочный коэффициент m.

Аналогичный подход к расчету конструкций объединения принимается и в Белорусских РСН 64-88 [243] с той лишь разницей, что в ней в формуле (1.3.38) вместо коэффициента «m» вводится коэффициент условия работы стали анкера с.

Расчет различных типов гибких стержневых анкеров, применяемых в монолитных железобетонных перекрытиях со стальным профнастилом, приводится в работах Клименко Ф.Е.[151] и Воронкова Р.В.[65].Основные расчетные выражения здесь также идентичны вышеуказанным[358, 257].

Основательные исследования работы вертикальных анкерных связей проведены в НИИЖБе под руководством Н.И.Катина [137,139]. На основании анализа результатов этих исследований разработана методика расчета прочности анкеров закладных деталей, формула которой имеет вид:

С небольшими изменениями эта формула включена в СП 63.13330.2012 «Бетонные и железобетонные конструкции»[258].

В голландских нормах, согласно [134], расчет прочности анкеров также рекомендуется выполнить с учетом двух предельных состояний:

Приведенные выше формулы касаются расчета конструкций объединения в достаточно большом объеме бетона. В поперечном сечении сталежелезобетонных перекрытиях со стальным профнастилом анкерные стержни находятся в ограниченном объеме бетонного массива, что существенно снижает прочность и повышает податливость анкерных связей [350].

В рекомендациях по проектированию монолитных железобетонных перекрытий со стальным профнастилом [235] на базе многочисленных экспериментальных исследований данное обстоятельство учитывается.

Прочность анкерной связи Т выбирают меньшей из трех условий возможного исчерпания ее несущей способности:

1)по прочности вертикальных стержневых анкеров:

2)по выкалыванию бетона вокруг анкерных стержней:

3)по срезу бетона анкерными стержнями вдоль стальной балки:

где mр, кр - эмпирические коэффициенты, учитывающие специфику совместной работы стальной балки, стальным профнастилом и железобетонной полки;

Ас – площадь проекции тела выкалывания бетона на горизонтальную плоскость;

Ас' – площадь сечения плиты по ширине одного гофра стальным профнастилом;

nan – количество анкеров в одном гофре стальной профнастил;

n – число плоскостей среза.

J.Fisher [329] установил зависимость прочности анкерных связей Та от геометрической характеристики профиля bср/h стального настила:

где Т- прочность анкерных связей в сплошной бетонной плите.

В монолитных железобетонных перекрытиях длина анкеров ограничивается толщиной плиты, таким образом, не всегда соблюдается требование норм по анкеровке арматуры. Однако, некоторые исследователи [138] указывают, что для надежной анкеровки достаточна длина анкеров la=7da.

1.3.3. Методы расчета сборно-монолитных железобетонных конструкций на длительные нагружения.

Широкое применение сталежелезобетонных конструкций в различных областях строительства делает актуальным при их проектировании учет усадки и ползучести бетона.

Учет влияния длительных процессов стал особенно необходим в последние годы в сборно-монолитных конструкциях в связи с облегчением конструкций, устранением излишних коэффициентов запаса при расчете на прочность, деформативность и трещиностойкость, а также в связи со значительным расширением гаммы применяемых бетонов, обладающих самыми различными деформативными свойствами.[176] Учет ползучести бетона при расчете на длительные нагружения Изучением ползучести бетона на напряженно-деформированное состояние железобетонных конструкций занимаются давно.

Ползучесть и усадка бетона во многих случаях существенно влияют на напряженно-деформированное состояние железобетонных стержней и стержневых систем. При длительном действии внешней нагрузки ползучесть сопровождается перераспределением напряжений между бетоном и арматурой. В случае же, когда внутренние усилия вызваны усадкой бетона, смещением связей и вынужденными усилиями, она обычно приводит к более или менее интенсивной релаксации напряжений. Учет влияния ползучести и усадки бетона необходим при расчете стержней по деформациям.

Считается, что учет длительных процессов ползучести, усадки позволяет более рационально проектировать как отдельные железобетонные стержни, так и системы в целом, обеспечивая их несущую способность, жесткость и во многих случаях дает возможность достичь экономии материалов.

Свойство бетона претерпевать неупругие деформации при длительном действии напряжений получило название ползучести. Длительное напряженное состояние может быть обусловлено как внешними силовыми воздействиями, так и усадкой бетона, изменением температуры и влажности среды, смещением связей или другими факторами.

Различают линейную и нелинейную ползучесть. Условно считают, что связь между напряжениями и деформациями подчиняется линейной зависимости, если напряжения в бетоне составляют достаточно малую часть предела прочности бетона в момент нагружения R 1. Экспериментально установлено, что при сжатии такая зависимость примерно соблюдается, если напряжения в бетоне не достигают нижней условной границы образования микротрещин R 0, т. е. если б/ R 1 = < R 0 /R1 При больших напряжениях деформации ползучести связаны с напряжениями более сложной, нелинейной зависимостью. При растяжении считается возможным распространять линейную ползучесть практически до момента разрушения.

Физическую природу линейной ползучести объясняют на основе гипотезы, в соответствии с которой ползучесть бетона при сжатии является следствием вязкости гелевой структурной составляющей цементного камня, капиллярных явлений, протекающих в твердеющем бетоне, и пластического течения кристаллического сростка цементного камня. При растяжении механизм ползучести бетона отличается лишь тем, что роль капиллярных явлений сводится на нет [82].

Линейная ползучесть сопровождается уплотнением материала и затухает во времени, асимптотически приближаясь к определенному пределу. При б деформации собственно ползучести накладываются деформации, связанные с нарушением структуры бетона, т. е. начинается разуплотнение материала, разрыхление его структуры. Однако, если напряжения в бетоне не достигают верхней условной границы образования микротрещин R, процесс разуплотнения носит ограниченный и часто скоропроходящий характер.

>RТ процесс разрушения структуры бетона прогрессирует и через неПри б которое время бетон разрушается. Для количественного выражения ползучести бетона при сжатии и растяжении пользуются мерой ползучести или характеристикой ползучести где п (t) — относительная деформация ползучести к моменту времени t; б — относительная упругая (мгновенная) деформация в момент нагружения (t = 0); Е б — модуль упругости бетона, соответствующий моменту нагружения.

Закон изменения характеристики ползучести бетона выражают аналитически с достаточной для практики степенью точности показательной функцией где к — конечная величина характеристики ползучести (t ); п — опытный параметр, характеризующий скорость ползучести, сут-1; t — время, сут.

В соответствии с [19], вводятся нормативные значения меры ползучести Сн и деформаций усадки у.н. Первые представляют собой предельную величину меры ползучести бетона естественного твердения в образце сечением 10 X 10 см при нагружении в возрасте 1= 28 сут и при выдерживании его в условиях относительной влажности среды 70 %, вторые — предельную величину деформаций усадки, развивающихся в таком же ненагруженном образце после естественного твердения во влажных условиях в течение 7 сут. При наличии данных о дозировке составляющих бетонной смеси значения Сн и у.н определяются по формулам где Rl — кубиковая прочность бетона в момент приложения нагрузки, МПа;

R — увеличение прочности бетона после приложения нагрузки, принимаемое равным 5 МПа;

В,— удельное (по объему) количество соответственно воды затворения и вовлеченного воздуха, л, на 1000 л уплотненной бетонной смеси.

Для бетонов, изготовленных без применения пластифицирующих, воздухововлекающих или газообразующих добавок, допускается принимать = 0.

Конечные значения параметров ползучести к и усадки у.к, соответствующие физическим условиям эксплуатации стержня, определяются по формулам где 1и 1 — коэффициенты, учитывающие влияние отклонений действительных условий работы бетона в железобетонных стержнях от принятых средних; определяются по табл. 1.3 [82].

Когда силовые воздействия или вынужденные деформации прикладываются к стержню последовательно в разном возрасте, то параметры к и t, определяют с учетом возраста бетона к моменту приложения каждого из этих воздействий (см.

табл. 1.3)[82].

Влияние усадки на напряженно-деформированное состояние стержня начинается по истечении некоторого периода времени после начала его высыхания, параметры у.к и у(t) следует уменьшить на величину деформаций, проявившихся за этот период времени (см. табл. 1.2).[82] По данным исследований ряда авторов [263, 82, 76]. влияние усадки на напряженно-деформированного состояния стержня стабилизируется по прохождению 9-10месяцев с момента формирования железобетонного изделия.

Испытания образцов на статические нагружения производились по истечении 12 и более месяцев; на длительные и циклические нагружения модели сталежелезобетонных балок испытывались после 1-2 лет с момента приобретения бетоном гостированной прочности.

Исследования сборно-монолитных железобетонных балок В исследованиях сборно-монолитных железобетонных конструкций, сборную часть исследователи под руководством профессора Голышева А.Б. [81] меняли на стальную балку(видимо для ускорения изготовления опытных образцов).Поэтому во многих источниках описывается сталебетонная балка.

Уравнения и расчетные формулы для определения напряженнодеформированного состояния стержня составного сечения (нормальных напряжений, касательных напряжений на уровне шва сопряжения, кривизн), вызванного длительным действием внешней нагрузки решается в линейной постановке.

Напряженно-деформированное состояние от длительного действия внешней нагрузки Для сборно-монолитных конструкций Голышевым А.Б. [82] написаны выражения для нормальных и касательных напряжений, а также кривизны на уровне шва сопряжения при действии длительных нагрузок.

1.4. Выводы по первой главе.

Вышеприведенные обзор, исследования и анализ имеющихся теоретических и экспериментальных данных вопроса прочности и выносливости нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов при статических нагружениях позволяет сделать следующие выводы и дать общую оценку современного состояния проблемы расчета прочности и выносливости нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов.

Несмотря на достаточно обширную экспериментальную базу исследований прочности и выносливости нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов, имеющиеся работы касаются в основном пролетных мостовых строений и конструкций перекрытий промышленных зданий, что в случае проектирования сталежелезобетонных перекрытий гражданских зданий в силу их конструктивных особенностей, в т.ч. по податливости контакта «сталь-бетон», не достаточно отражает реальную картину работы сталежелезобетонных изгибаемых конструкций гражданских зданий, например, перекрытий достаточно часто реконструируемых в последние годы жилых и общественных зданий. В частности, расчет прочности нормальных сечений изгибаемых сталежелезобетонных элементов, основанный на методе предельного равновесия [56,200,207,222,247] (рис.1.28) не отражает действительную работу стальной части сталежелезобетонной конструкции, т.к. пластические деформации стальной части никогда не смогут пронизить весь стальной элемент, что в дальнейшем и доказали последующие эксперименты. Н.Н.Стрелецкий [265,266] предложивший в своей методике расчета учитывать пластическую работу бетона, а затем и ограниченное развитие пластических деформаций стали в поясах стальной части сталежелезобетонного сечения, в своих экспериментах на крупномасштабных моделях, к сожалению, не смог уловить сдвига (смещения) между слоями сталежелезобетонного элемента, и, соответственно, не учитывал его в расчетах. Особенно важно для менее масштабных, чем мостовые конструкции и перекрытия промышленных зданий, сталежелезобетонных изгибаемых элементов гражданских и общественных зданий и сооружений.

С другой стороны, методы расчета анкерных устройств выведены исходя из работы “масштабных” конструкций, либо привязаны к работе специфичных сталежелезобетонных конструкций, например, перекрытий со стальным профилированным настилом.

Таким образом, имеющиеся на сегодняшний день методы расчета прочности нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов, в основном, исходят из полуэмпирических зависимостей без достаточного учета действительного напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонной конструкции данной категории, особенно, что касается изменения прочности с учетом податливости контакта «сталь-бетон». Следовательно, нет гарантии получения надежных и одновременно экономичных решений.

В связи с этим на взгляд автора необходимо произвести разделение сталежелезобетонных изгибаемых элементов на следующие основные категории:

1) сталежелезобетонные изгибаемые пролетные строения мостов;