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

где Rs и Rsc, Rscc - расчетное сопротивление стали и доли расчетного сопротивления стали на границах разбивки двутавра на прямоугольники, вычисляемые согласно пропорции из треугольного закона распределения напряжений в стальной части сталежелезобетонной балки;

O 1 Q - коэффициент пластичности «приведенного» материала сжатой зоны;

Q - коэффициент, характеризующий упругопластическое состояние бетона сжатой зоны[126]:

где Мразр – разрушающий изгибающий момент по сжатой зоне;

М – изгибающий момент при рассматриваемом уровне нагружения.

Необходимо отметить, что прямоугольная эпюра напряжений в бетоне сжатой зоны сталежелезобетонного элемента имеет достаточно условный характер, так как на нейтральной оси напряжения не могут быть равными предельным. Вследствие этого, высота сжатой зоны, а значит и положение нейтральной оси сталежелезобетонного сечения имеет также условный характер, не соответствующий фактической высоте сжатой зоны и положению нейтральной оси. Кроме того, замена криволинейной эпюры на прямоугольную увеличивает площадь сжатой и растянутой зон, а, следовательно, и плечо внутренней пары сил, и тем самым завышает несущую способность.

Условие прочности при статическом кратковременном нагружении записывается в виде:

При малоцикловом и длительном нагружении сопротивления эквивалентного «приведенного» материала осевому сжатию определяется по формуле.

Sm – статический момент монолитного бетона сжатой зоны составного сечения относительного нейтральной оси при значении x=xR;

S – статический момент всей сжатой зоны относительно то же оси;

Rsi Rb – прочности на осевое сжатие стальной балки и бетона, соответственно.

Условие выносливости запишется в слое:

'M S - дополнительный момент вследствие возникновения остаточных деформаций в стальной балке, который вычисляется по формуле (3.1.2.11) 'M b - дополнительный момент вследствие возникновения остаточных деформаций в бетоне полки, который вычисляется по формуле (3.1.2.11) Текущие значения коэффициентов асимметрии цикла напряжений в стальной балке и бетоне вычисляется по формулам (3.1.2.11-3.1.2.12) Высота сжатой зоны «х» определяется из уравнения равновесия продольных усилий в стадии разрушения:

где Rbэкв= Rb repэкв – в случае малоциклового нагружения;

Rbэкв= Rb longэкв – в случае длительного нагружения.

Расчёт прочности и малоцикловой выносливости нормальных сечений с учётом податливости контакта.

Расчёт прочности и малоцикловой выносливости нормальных сечений с учетом податливости контакта ведется исходя из следующих предпосылок:

- связь между напряжениями и деформациями материалов (арматуры, бетона и стали) апроксимируется кусочно-линейными диаграммами (рис.3.1.1);

- в качестве расчётного принимается сечение со средней высотой сжатой зоны «х», соответствующий средним деформациям;

- кривизна, вызываемая изгибающим моментом от действия внешней нагрузки, имеет одинаковое значение для обоих составляющих сталежелезобетонного сечения;

- для составного сталежелезобетонного сечения в целом гипотеза плоского сечения не соблюдается;

- средние относительные деформации в пределах каждого слоя (бетонного и стального) распределяются по линейному закону;

- связь между усилиями и деформациями контактного шва «сталь-бетон» примем, основываясь на работу контактного шва сталежелезобетонных конструкций [127].

При расчёте прочности и выносливости нормальных сечений сталежелезобетонных конструкций, как и в случае п. 3.1.2., в расчёт вводится эквивалентный «приведенный» бетон с прочностными и деформативными характеристиками, зависящими от прочности составляющих материалов (сталь, бетон), геометрии и компоновки сталежелезобетонного сечения. При этом учитывается, что увеличение податливости соединения приводит к уменьшению сдвигающих усилий по плоскости сопряжения «сталь-бетон», а, следовательно, к увеличению напряжений в составных частях сталежелезобетонного сечения.

Как было отмечено выше, согласно формуле (4.35), уменьшение величины сдвигающих усилий Т в плоскости спряжения на среднем участке составной балки Проанализировав данные работы [127], запишем формулы для определения напряжений в бетоне и стали с учётом влияния податливости контакта «стальбетон»:

z – расстояние между центрами тяжестей бетонной полки и стальной балки составного сечения;

Eb, Es - модули упругости бетона и стали, соответственно;

V b\, V b\,V sв\,V sн\ - напряжение на уровне верхней (в) и нижней (н) граней, соотв н ветственно, бетона полки и стальной балки с учётом податливости контакта;

V b,V b,V sв,V sн - напряжение на уровне верхней (в) и нижней (н) граней, соответв н ственно, бетона и стальной балки без учёта податливости контакта.

Из выражений (3.1.24)(3.1.26) очевидно, что увеличение податливости контакта «сталь-бетон» приводит к увеличению напряжений в железобетонной полке и стальной балке по сравнению с жестким сопряжением при одинаковых уровнях нагружения. Следовательно, несущая способность СЖБ элемента по отдельным участкам будет уменьшаться по тем же закономерностям, по которым увеличиваются напряжения по сравнению с абсолютно жестким соединением данной составной балки.

Сопротивление эквивалентного «приведенного» материала осевому сжатию – формула (4.79) – с учётом податливости контакта будет определяться согласно выражению:

где SM – статический момент монолитного бетона полки составного сечения относительно нейтральной оси при х=хR;

S - статический момент всей сжатой зоны относительно той же нейтральной оси;

Rs,Rb – прочности на осевое сжатие стали и бетона, соответственно;

Дальнейший расчет производится, как и ранее, для условно цельного сечения.

Высота сжатой зоны «х» составного сталежелезобетонного сечения определяется из уравнения равновесия продольных усилий в стадии разрушения:

Условие прочности и выносливости в общем случае имеет вид:

3.2. Выбор рациональных параметров несущих элементов сталежелезобетонного перекрытия.

3.2.1. Исследование изменения напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных балок при вариации прочностных параметров нормального сечения.

В настоящее время для расчета прочности и выносливости нормальных сечений сталежелезобетонных изгибаемых элементов принят метод предельных состояний [40, 80], предполагающий работу элементов составного сечения как в упругой, так и в упругопластической стадии. Данный метод достаточно хорошо описывает поведение составной конструкции практически на всех стадиях её работы, однако, он должен быть скорректирован в силу ряда особенностей конструктивного решения сталежелезобетонного перекрытия гражданских зданий:

бльшая податливость соединения по границе контакта «сталь-бетон»; малая величина соотношения жесткостей железобетонной и стальной частей составного сечения EbIb/EsIs и др.

Для оценки влияния указанных факторов были проведены численные исследования напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных балок. Исследования выполнялись в предположении справедливости гипотезы плоских сечений. Все численные исследования проводились на базе программы STARK ES (версия 2.14), которая является программным продуктом семейства программ Microfe, основанном на методе конечных элементов, предназначенным для расчета строительных конструкций. STARK ES является программой 35.13330.2011, СП 63.13330.2012.

В качестве расчётной модели принята двухпоясная решетчатая составная шарнирно-опертая балочная система, верхний пояс которой – железобетонная полка, а нижний – стальная балка. Анкерные связи моделируется в виде стоек-связей между поясами с идентичной жесткостью, шаг стоек принимается равным шагу анкерных соединений (рис.3.2.1).

Рис.3.2.1.1. Расчетная модель СЖБ балки причисленном моделировании.

Рис.3.2.1.2. Модель анкерного стержня. Рис.3.2.1.3. Поперечное сечение базовой СЖБ балки серии СБ-6.

Высота стоек принята равной половине длины активного деформирования анкерного стержня ( l x ), принимая, что он работает как стержень с двусторонним жестким защемлением (рис.3.2.2.).

Кроме того, в расчётную модель закладываются эксцентриситеты: для верхнеc такта «сталь-бетон» железобетонной полки СЖБ балки за вычетом высоты стойhs ки-связи; для нижнего - es, то есть расстояние от границы зоны контакта «сталь-бетон» до центра тяжести поперечного сечения стальной балки. Во всех узлах решётчатой системы принято шарнирное соединение, в точке соединения нижнего пояса со стойками-связями введён упругий шарнир со сдвиговой жёсткостью в направлении оси Х, величина которой определялась исходя из сравнения базовых экспериментальных данных с численными, и применялась для дальнейших численных исследований.

Нагружение системы принималось узловым, двумя одинаковыми сосредоточенными усилиями Р, приложение которых производилось аналогично ранее проведенным автором экспериментальным исследованиям. В том случае, если местонахождение усилий не совпадало с узлами – вводились новые связи-стойки с абсолютными шарнирами в узлах соединения с нижним и верхним поясами и жесткостью на порядок больше жесткости соседних анкерных связей.

Численные исследования влияния изменения параметров СЖБ изгибаемого элемента на напряженно-деформированное состояние СЖБ балок проводились по следующим направлениям:

а) Влияние изменения шага анкерных связей в центральной и в приопорных частях СЖБ балок;

б) Влияние вариации диаметра анкерных соединений (связей) по всей длине СЖБ балок;

в) Влияние вариации соотношения жесткостей железобетонной и стальной частей сталежелезобетонного сечения:

- изменение класса бетона ( Ab, I b, I s, Es, As - изменение высоты железобетонной плиты - изменение поперечного сечения прокатной стальной балки (номера профиля проката) ( Eb, Ab, I b, Es Во всех численных исследованиях в качестве основной «базовой» модели принимались экспериментальные данные, полученные при испытании балок серий СБ-1, СБ-6 (рис.3.3.3) экспериментальные данные «базовой» балки сравнивались с численными. В случае совпадения результатов, в качестве которых принимались внутренние усилия системы, с экспериментальными данными, фиксировалось значение сдвиговой жесткости Х упругого шарнира, или же производился, если это требовалось, перерасчет величины сдвиговой жесткости Х для последующего шага численного эксперимента и, соответственно, ставился следующий этап исследования. Так при вариации диаметра анкерных связей для перерасчета где величины со значком « ' » относятся к последующему шагу численного эксперимента, для которого производится данный перерасчет.

Результаты численных исследований представлены ниже в табличной форме в виде таблиц 3.2.1.1 и 3.2.1.2.

Результаты численных экспериментов при вариации диаметра и шага анкерных стержней СЖБ балок Результаты численных экспериментов при вариации параметров бетонной и стальной частей СЖБ балок Анализ результатов численных экспериментов, приведенных в таблицах 3.2.1.1 и 3.2.1.2, показывает, что в зоне контакта «сталь-бетон» не удалось получить достаточно точной картины развития деформаций. Однако, несмотря на это можно сказать, что увеличение диаметра анкерных стержней сверх рационального значения практически не влияет на распределение усилий между железобетонной и стальной частями сталежелезобетонного сечения. Изменение количества анкерных стержней или их шага как в центре, так и в приопорных зонах сталежелезобетонных изгибаемых элементов, ведет в основном к изменению напряженнодеформированного состояния в зоне контакта «сталь-бетон», напряженнодеформированное состояние же крайних фибр железобетонной плиты и стальной балки при этом практически не изменяются. Следовательно, численные эксперименты всегда необходимо основывать на базе натурных экспериментальных исследований.

Из анализа результатов таблицы 3.2.1.2, полученных при вариации соотношения жесткостей EbIb/EsIs железобетонной и стальной частей сталежелезобетонного сечения, следует, что с уменьшением величины соотношения EbIb/EsIs, т.е. с уменьшением доли железобетонной полки в сталежелезобетонном сечении, или же наоборот, с увеличением соотношения EbIb/EsIs, происходит перераспределение усилий, воспринимаемых составными частями сталежелезобетонной балки, в сторону большой составляющей сталежелезобетонного сечения. Причём при значительном увеличении перевеса доли одного из составных частей сталежелезобетонного сечения, практически с самого начала работы сталежелезобетонного изгибаемого элемента появляются две нейтральные оси – одна в стальной балке, другая – в железобетонной полке, т.е. при проектировании сечения сталежелезобетонных изгибаемых элементов с самого начала необходимо выбрать оптимальное (рациональное) соотношение жесткостей железобетонной и стальной частей сталежелезобетонного сечения. С этой целью на основании данных таблицы 3.2.1.2, а именно на основании максимальных значений напряжений бетонной и стальной составляющих, построен график для выбора оптимального соотношения жесткостей EbIb/EsIs СЖБ сечения, приведенный на рис.3.2.1.4.

EbIb/EsIs Рис.3.2.1.4. График выбора оптимального соотношения жесткостей EbIb/EsIs составных частей СЖБ сечения исходя из их расчетного сопротивления.

На основе графика, приведенного на рис.3.2.1.4, предлагается графический метод выбора рационального соотношения жесткостей железобетонной и стальной частей сталежелезобетонного сечения с их заданными расчетными сопротивлениями, т.е. задавшись значениями расчётных сопротивлений бетона на сжатие Rb 2 и стали Rs 2, можно выбрать оптимальное соотношение жесткостей EbIb/EsIs, на основании которого будет вестись дальнейшее проектирование и расчёт СЖБ конструкции.

В таблицах 3.2.1.1, 3.2.1.2 также представлены значения максимальных прогибов при различных уровнях нагружения. Сравнение их с экспериментальными значениями прогибов показывает, что они занижены примерно на 25%, что перекликается с расчетными данными, представленными (глава II). Такое можно объяснить тем, что численные эксперимента проводились в линейном блоке STARK ES (впрочем, как и существующие методы расчета), который не может достаточно адекватно отразить полную картину работы составного сталежелезобетонного изгибаемого стержня.

3.2.2. Выявление рационального шага стальных балок-ребер сталежелезобетонного перекрытии.

Одиним из первых вопросов, возникающий при проектировании ребристых перекрытий, каковыми является сталежелезобетонные конструкции выбор рационального шага ребер т.е. несущих стальных балок. С точки зрения оптимальной работы бетонной полки сталежелезобетонного перекрытия, шаг балок должен максимально стремиться к расчетной величине ширины бетонной полки сталежелезобетонного сечения.

Из курса железобетонных конструкций общеизвестны следующие выражения:

резной схеме, b – расчетная ширина бетонной полки составного сечения, x – высота сжатой зоны составного сечения.

Наибольшее (граничное) значение относительной высоты сжатой зоны [ R, при которой прочность последней достаточна для достижения всей стальной частью растянутой зоны расчетных сопротивлений [6], определяется по формуле:

[0 0.85 0.0008Rb - характеристика сжатой зоны бетона, R - расчетное сопротивление стальной части растянутой зоны.

С точки зрения СЖБ конструкций оптимальным будет такое решение, когда железобетонная часть СЖБ сечения полностью сжата, а стальная – растянута, т.е.

наибольшее (граничное) значение высоты сжатой зоны x R будет стремиться к высоте бетонной полки СЖБ сечения ( x R o hb ).

Тогда выражение (3.2.2.3) примет вид:

Таким образом, задавшись расчетными сопротивлениями бетона и стали, а также совместив выражения (3.2.2.1)y(3.2.2.4), можем записать следующий расчетный алгоритм:

Согласно СП 63.13330.2012. «Бетонные и железобетонные конструкции» >253@ расчетная ширина бетонной полки «b» сталежелезобетонных балок перекрытий нормируется, и, в случае с гражданскими зданиями, когда высота бетонной полки в 2y3 раза меньше высоты стальной части, определяющей величиной для расчетной ширины «b» становится величина 2 Lb ( Lb - пролет балки перекрытия).

Тогда выражение (3.2.2.6) может иметь два варианта:

Данный алгоритм определения рационального шага балок сталежелезобетонного перекрытия, а также график, предложенный в п.3.2.1, для определения рационального соотношения жесткостей бетонной и стальной частей сталежелезобетонного сечения были опробированы на примере реально спроектированных по существующим методам и смонтированных сталежелезобетонных перекрытий реконструируемого здания в г.Казани (ул.Островского д.25).

Исходя из спроектированного сталежелезобетонного сечения следовало, что соотношение жесткостей Eb I b E I 0.121. Согласно вышеприведенному графику на рис.3.3.4 видно, что Eb I b E I должно равняться 0.1. Следовательно, завышены параметры бетонной части сталежелезобетонного сечения, которые в проекте заложены как b=200см и hb=8см. Расчет по выбору рационального шага балок сталежелезобетонного перекрытия по формуле (3.2.2.7) дал результат l 1.77 м, что в свою очередь подтверждает вывод о завышенных параметрах бетонной полки сталежелезобетонных балок перекрытия.

ГЛАВА 4.ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ.

Экспериментальные исследования от постановки задач до обработки результатов испытаний состоят из нескольких этапов:

- составление плана экспериментальных исследований;

- выполнение схем и чертежей будущих образцов;

- изготовление опытных образцов;

- выявление физико-механических характеристик материалов (бетона и стали);

- наклейка электротензодатчиков и их подсоединение к измерительным приборам, установка приборов для замера прогибов и сдвига;

- проверка работы приборов, электротензодатчиков, контрольные загрузки образцов;

- испытания образцов: измерения деформаций, прогибов, изучение последовательности образования трещин и их замеры;

- обработка результатов испытаний.

4.1.Технология изготовления и характеристики опытных образцов балок, призм, фрагментов перекрытий.

В связи с тем, что целью исследований является изучение прочности, выносливости, деформативности и характера работы конструкций составного (композиционного) сечения, опытные образцы имели следующие особенности:

1.В качестве опытных образцов изготавливались сталежелезобетонные балки, призмы и модель фрагмента сталежелезобетонного перекрытия, фрагмент перекрытия в натуральную величину.

2.При разработке моделей сталежелезобетонных балок и модели фрагмента перекрытия и перекрытия в натуральную величину учитывали конструктивные особенности сталежелезобетонных балок перекрытий, используемых при строительстве гражданских зданий, особенно, при их реконструкции.

3.Для изготовления образцов использовались наиболее используемые в настоящее время марка стали (С235) и классы арматуры и проволоки (А-240, A-400, B-500), класс бетона закладывался по расчету (В 30, В 25, В 20).

4.Конструкция опытных моделей сталежелезобетонных балок с точки зрения относительных геометрических размеров h/l и b/h, а также характера армирования были максимально близки реальным конструкциям сталежелезобетонных перекрытий гражданских зданий, в том числе реконструируемых.

5.Геометрические размеры моделей сталежелезобетонных балок и модели фрагмента перекрытия, а также фрагмента перекрытия в натуральную величину диктовались возможностями испытательных установок, лаборатории и производственного цеха комбината крупнопанельного домостроения.

6.Анкерная связь железобетонной и стальной частей образцов сталежелезобетонных балок в образцах принималась по расчету, а в некоторых сериях и модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия преднамеренно занижалась с целью выявления особенностей работы конструкции при явной податливости контакта «сталь-бетон».

7.Анкерная связь опытных моделей сталежелезобетонных призм в наибольшей степени отвечала анкеровке опытных моделей сталежелезобетонных балок.

Опытные сталежелезобетонные балки имели тавровые сечения: стальная часть изготавливалась из прокатной двутавровой балки №12 ГОСТ 8239-89 длиной 2000мм; бетонная часть имела размеры: длина - 2000мм, ширина - 400мм, высота - 50мм. Армирование бетонной части производилось арматурными сетками из проволоки 4 В-500 (рис. 4.1.) Всего было изготовлено 10 серий образцов балок для кратковременного, длительного статического, 4 серий образцов балок для длительного статического и серий образцов для циклического нагружений. Сталежелезобетонной балки выполнялись с горизонтальным расположением швов (контакта) между бетоном плиты и стальной балкой. Совместная работа бетона плиты и стальной балки достигалась установкой анкерных связей в зоне контакта. Исходя из конструкции анкерной связи и ее шага, происходило деление образцов на серии.

Геометрические параметры образцов в сериях приведены в таблице 4.1.

Следует отметить, что эксперименты ставились параллельно с испытаниями образцов на действия кратковременных статических, повторных (циклических) и длительных нагрузок, поэтому сталежелезобетонные балки имеют нумерацию как для вида нагружения, так и сквозную.

Конструкции опытных сталежелезобетонных балок и технология их изготовления приводятся на рис.4.1.1. – 4.1.4.

Серия моделей балок с разными геометрическими параметрами для испытаний Геометрические параметры образцов сталежелезобетонных балок для испытаний на кратковременные нагружения Рис.4.1.1.Сетка С1.

Рис.4.1.2.Армирование сталежелезобетонной балки.

Рис.4.1.3.Общий вид стальной балки до бетонирования (к табл.4.1.1., 4.1.2.).

Рис.4.1.4.Общий вид стальных балок до бетонирования.

Рис.4.1.5. Общий вид стенда с армированием железобетонной плиты сталежелезобетонных балок.

В связи с необходимостью изучения работы и напряженно-деформированного состояния сталежелезобетонных балок в условиях максимально адекватных реальным перекрытиям также был изготовлен модель фрагмента сталежелезобетонного перекрытия. Экспериментальный образец фрагмента сталежелезобетонного перекрытия имел следующие параметры: стальная часть изготавливалась из трех прокатных двутавровых балок №12 ГОСТ 8239-89 длиной 2000мм, расположенных с шагом 800мм; бетонная часть: длина – 2000мм, ширина – 1664мм, высота – 50мм. Совместность работы стальной и бетонной частей сталежелезобетонных конструкции достигалась за счет двух рядов вертикальных анкерных стержней (26 А-400), приваренных по всей длине к верхнему поясу стальных балок с шагом 150мм в середине пролета, 100мм - по концам.

Конструкция модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия, технология изготовления приводятся на рис.4.1.5 – 4.1.8.

С целью определения прочности сопряжения бетона и стальной балки, изучения работы анкерной связи между ними были изготовлены сталежелезобетонные призмы. Учитывая экспериментальные исследования других авторов, приведенные в главе 1, было принято решение исследовать на сдвиг сталежелезобетонных призмы двух типов: 1) с бетонной полкой, изготовленной заподлицо с полкой стального тавра (серия КС); 2) с уширенной бетонной полкой, ширина которой больше ширины полки стального тавра (серия КСП).

Опытные призмы серий КС имели размеры: стальная часть - тавр, получаемый путем продольного разрезания прокатного двутавра №12 ГОСТ8239-89 длиной 450мм; бетонная часть – шириной равной ширине полки тавра, длина – 450мм, высота – 50мм. Совместная работа бетона и стальной балки, достигалась за счет анкерных стержней, приваренных к полке стального тавра. Исходя из типа анкерной связи и ее шага по длине тавра, призмы подразделены на серии.

Опытные образцы призм серий КСП имели следующие параметры: стальная часть – аналогична сериям КС; бетонная часть – ширина 200мм, длина – 450мм, высота – 50мм. Совместность работы стальной и бетонной частей сталежелезобетонного сечения также достигалась за счет организации анкерных устройств, исходя из типа и шага которых происходило деление на серий.

Геометрические параметры образцов сталежелезобетонных призм в сериях приведены в таблице 4.3. Конструкция и технология изготовления опытных сталежелезобетонных призм приведены на рис.4.1.8,4.1.9. При изготовлении сталежелезобетонных конструкций в расчет закладывался тяжелый бетон класса В30.

Бетонирование сталежелезобетонных элементов происходило в шесть этапов:

в 3 этапа – сталежелезобетонные балки, и в 3 – сталежелезобетонной призмы и фрагмент перекрытия. Применены материалы: портландцемент марки М400, вода, песок речной, уральский ционитовый щебень фракции 520 мм. Смесь изготавливалась в лабораторных условиях, состав бетона приведен в таблице 2.3.

Изготовление опытных сталежелезобетонных конструкций осуществлялась в следующей последовательности. Изготавливались сборные деревянные опалубки, в которых поверхность контакта с бетоном обшивалась полиэтиленовой пленкой.

После нивелировки и выравнивания опалубок в них устанавливались заранее изготовленные стальные конструкции (двутавровые балки или тавры с приваренным анкерами). Далее производилась повторная нивелировка опалубки и стальных элементов. Затем были уложены арматурные сетки и выполнена укладка монолитного бетона толщиной 50мм при постоянной вибрации глубинным вибратором.

Уход за свежеуложенным бетоном производился в соответствии с требованиями СП 63.13330.2012. [253].

Для исключения влияния на результаты испытаний нарастания прочности бетона, а также изменения начального напряженно-деформированного состояния опытных образцов вследствие усадки, испытание сталежелезобетонных конструкций было начато после их хранения не менее 9-ти месяцев в лабораторных условиях при нормальной влажности и температуре. За это время прочностные и деформативные свойства бетона практически стабилизировались.

Рис.4.1.6.Общий вид стальной балки модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия до бетонирования.

Рис.4.1.7.Арматурная сетка С2.

Рис.4.1.8.Конструкция и армирование фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Рис.4.1.9.Общий вид армирования сеткой фрагмента сталежелезобетонного перекрытия до бетонирования.

Геометрические параметры образцов сталежелезобетонных призм Рис.4.1.10.Конструкция сталежелезобетонных призм:

а) до бетонирования;

б) после бетонирования.

Рис.4.1.11.Общий вид опалубки для изготовления образцов сталежелезобетонных призм.

Прочностные и деформативные характеристики бетона опытного состава определялись испытанием вспомогательных образцов – кубов и призм, изготовленных одновременно с каждой партией изготовления основных образцов и хранившихся в аналогичных температурно-влажностных условиях.

Прочность бетона на сжатие определяли при испытании кубов размерами 150х150х150мм.

Призменную прочность и модуль упругости бетона определяли по результатам испытаний бетонных призм размерами 100х100х400мм.

Испытания вспомогательных бетонных образцов осуществлялось в соответствии с методикой ГОСТ 244.52-80 и ГОСТ 10180-78. Результаты испытаний приведены в табл.4.1.4. В виду того, что изготовление бетонной смеси осуществлялось в лабораторных условиях в 6 партиях, и специфики структуры бетона, получили различных прочностных характеристик бетона.

Испытание металла стальных балок на растяжение с целью определения предела текучести, временного сопротивления и относительного удлинения проводилось на стандартных образцах с построением диаграмм работы стали по ГОСТ 1497-84*. Результаты испытаний приведены в табл.4.1.5.

Механические характеристики бетона опытного состава партии бетона 4.2.Методика испытаний сталежелезобетонных образцов на действие кратковременной статической нагрузки.

4.2.1.Испытания сталежелезобетонных балок на изгиб.

Испытания сталежелезобетонных балок на изгиб проводились на базе лаборатории КазГАСУ. Была изготовлена испытательная установка рычажного типа с плечом 1:4, смонтированная в силовой пол лаборатории.

Сталежелезобетонная балка испытывалась по схеме свободно-опертой балки двумя сосредоточенными силами в средней части пролета, приложенными на расстоянии 250мм от вертикальной оси балки. Расчетный пролет балки – 1900мм.

Нагрузка передавалась посредством гидравлического домкрата (полезное усиление – 3000кг; полезный подъем – 26см) через рычажную установку на изгибаемую сталежелезобетонную балку с помощью металлической траверсы в двух точках: в одной через подвижный стальной каток диаметром 50мм, а в другой через неподвижный стальной каток того же диаметра. Для исключения закручивания балки во время испытания между металлической траверсой и рычагом испытательной установки был установлен полусферический шарнир.

Величина задаваемой нагрузки фиксировалась и контролировалась при помощи динамометра, который предварительно был оттарирован на испытательной машине УММ-200 лаборатории.

Равномерное распределение усилия по ширине сечения, что особенно важно в составных конструкциях, обеспечивалось постановкой жестких металлических прокладок, устанавливаемых на подливке из цементно–песчаного раствора под опорами траверсы и в местах опирания балок.

В процессе испытания измерялись продольные деформации бетона и стали сталежелезобетонной балки, деформации абсолютного сдвига бетонной плиты относительно стальной части вдоль зоны контакта «сталь – бетон», а также прогибы и ширина раскрытия трещин. Деформации бетона и стали фиксировались тензодатчиками сопротивления с базами 50мм и 20мм, соответственно, через электронную аппаратуру АИД-4 с магазином переключателей. Кроме того, продольные деформации стали нижнего пояса стальной балки фиксировались в зоне чистого изгиба при помощи натянутой струны на базе 400мм и прогибомера Бурковского. Измерение прогибов на каждой ступени нагружения также производилось прогибомерами Бурковского. Абсолютные деформации сдвига вдоль контакта измерялись при помощи индикаторов часового типа с ценой деления 0,01мм.

Общий вид и схема испытания сталежелезобетонных балок, схема размещения тензодатчиков сопротивления и измерительных приборов приведены на рис.4.2.14.2.5.

По ходу испытаний сталежелезобетонных балок количество и расположение тензодатчиков сопротивления и приборов уточнялось и изменялось (рис.4.2.2., 4.2.3.). После проверки работоспособности нагрузочной и силоизмерительной систем проводилось пробное нагружение сталежелезобетонной балки нагрузкой, не превышающей 20-25% от ожидаемой разрушающей, и осуществлялось в 2- этапа. Целью пробного нагружения являлось изучение поведения сталежелезобетонной балки под нагрузкой и первичная проверка соответствия величин измеряемых параметров ожидаемым. После необходимой выдержки под нагрузкой балка также поэтапно разгружалась до нуля. В дальнейшем испытание проводилось нагружением ступенями по 0,1 от ожидаемой разрушающей нагрузки. На ступенях во время выдержек фиксировались деформации бетона и стали, абсолютные деформации сдвига, прогибы, характер развития и ширина раскрытия трещин.

Момент образования трещин определялся визуально и по показаниям тензодатчиков сопротивления. При помощи микроскопа МБП-2 с 24-х кратным увеличением велось наблюдение за характером трещинообразования. Разрушающая нагрузка фиксировалась по показаниям индикатора динамометра испытательной установки.

За предельное состояние принималось полное физическое разрушение образцов, характеризовавшееся большими пластическими деформациями стальной балки и местным разрушением бетонной полки в зоне чистого изгиба.

Рис.4.2.1.1.Схема испытательного стенда с расстановкой оборудования и измерительных приспособлений:

1-домкрат; 2-динамометр; 3-индикатор часового типа; 4-силовой пол; 5-АИДкоммутатор; 7- рычаг; 8-колодки соединительные; 9-кабеля; 10-траверса; 11страховочный палец.

Рис.4.2.1.2.Общий вид испытаний сталежелезобетонных балок.

Рис.4.2.1.3.Схема расположения тензодатчиков сопротивления и приборов:

- прогибомер Бурковского для измерения пластических деформаций по длине зоны чистого изгиба балки (на базе 400мм).

3- 4- 5-

I III IV V

Рис.4.2.1.4.Схема расположения тензодатчиков сопротивления и приборов (вспомогательная схема для изучения абс.сдвига вдоль длины СЖБ балки):

- прогибомер Бурковского для измерения пластических деформаций по длине зоны чистого изгиба балки.

Рис.4.2.1.5.Общий вид испытаний сталежелезобетонных балок (продолжение).

4.2.2.Испытания сталежелезобетонных призм.

Изучение деформативности и прочности контакта сталежелезобетонной конструкций производились на лабораторных образцах в условиях, достаточно близких к чистому сдвигу в плоскости контакта. Испытания производились на испытательной машине УММ-200.

Величина нагрузки задавалось и контролировалось по измерительной шкале испытательной машины УММ-200. В процессе испытания измеряли деформации сдвига на контакте “сталь-бетон” с помощью индикаторов часового типа с ценой деления 0,01мм. Индикаторы позволяли замерить абсолютную величину деформаций сдвига между бетоном и сталью сдвигового образца.

Общий вид и схема испытания СЖБ призм на сдвиг с расстановкой приборов показана на рис.4.2.64.2.9.

После пробного нагружения и первичной «экспресс-обработки» измеряемых величин было принято решение (см.п.4.3.3.)оставить два индикатора часового типа (рис.4.2.8.). Далее проводилось непосредственно само испытание – ступенями по 0,1 от ожидаемой разрушающей нагрузки. На ступенях во время выдержки фиксировались деформации сдвига между бетоном и сталью образцов. Величина «Р» разрушающей нагрузки фиксировалась по показанию силоизмерителя испытательной машины в момент физического разрушения.

За предельное состояние принималось физическое разрушение сталежелезобетонных призм, характеризовавшееся разрушением бетонной части и (или) разрушением анкерной связи образца.

Рис.4.2.2.1.Общий вид испытания образца сталежелезобетонной призмы.

- индикатор часового типа Рис.4.2.2.2.Схема расположения измерительных приборов на опытных образцах сталежелезобетонных призм. Первоначальный вариант.

Рис.4.2.2.3.Схема расположения измерительных приборов на опытных образцах сталежелезобетонных призм. Основной вариант.

КС КСП Р

Рис.4.2.2.4.Схема приложения нагружения на опытные образцы сталежелезобетонных призм.

4.3.Методика испытания сталежелезобетонных элементов на действие малоцикловой нагрузки.

Испытания сталежелезобетонных балок и призм на действие малоцикловых нагрузок проводилось на базе лаборатории КазГАСУ на прессе УММ200.

Были изготовлены сталебетонные призмы высотой 500мм, состоящие из бетонной плиты размерами 50х200 и стального тавра полученного путем разрезки двутавра №12 из стали класса С245. Для соединения стального тавра с бетонной плитой к полке тавра приварены с помощью электродуговой сварки арматурные стержни в два ряда высотой 40 мм 6 АIII, 8 АIII, 10 АIII, с шагом 40, 80, мм, соответственно. Призмы были подразделены на группы по 4 призмы в соответствии с диаметром и шагом использованного анкера.

Методы проектирования сталежелезобетонных перекрытий, как и другие строительные конструкции ориентированы на обеспечение заданного срока эксплуатации конструкции, соответствующего двум и более миллионам циклов нагружения.

Однако, часто, число эксплуатационных циклов нагружения для ряда конструкций намного меньше двух миллионов. Для целого ряда строительных конструкций возможно обоснованное уменьшение расчетного количества циклов нагружения и за счет этого повышение уровня эксплуатационных нагрузок.

Целью экспериментальных исследований являлась оценка влияния малоцикловых нагружений на прочность, деформативность и напряженнодеформированное состояние сталежелезобетонной балки.

В качестве опытных образцов для испытания на малоцикловую прочность были запроектированы 24 сталежелезобетонные балки, составленные из двутавра № 12 (сталь С245) длиной 2000 мм и бетонной плиты размерами 2000х400х50 мм.

Соединение стальной балки и бетонной плиты осуществлялось путем установки вертикальных анкеров высотой 40 мм, изготовленных из арматурных стержней четырех видов: 6 А-400, 8 A-400, 10 A-240, 10 A-400.

С учетом вышесказанного все балки были разбиты на четыре группы по 6 балок в соответствии с видом использованного анкера.

Анкера на балке приварены в два ряда с помощью электродуговой сварки, причем в крайних третях шаг принят равным 100 мм, а в средней части – 150 мм.

В качестве схемы нагружения была выбрана схема в виде свободноопертой балки, нагруженной в третях пролета двумя сосредоточенными силами, расчетным пролетом 1900 мм.

Нагрузка на балку передавалась посредством металлической траверсы в двух точках, через два катка 40 мм и длиной 400 мм, один из которых неподвижен (рис. 4.3.1).

Рис.4.3.1. Схема передачи нагрузки при малоцикловых испытаниях В процессе испытания измерялись деформации бетона и стали в зоне чистого изгиба, деформации сдвига вдоль границы «сталь-бетон», а также прогибы в середине балки и под нагрузками (рис. 4.9.2). Деформации материалов замерялись электротензодатчиками (4.9.4), прогибы – прогибомерами Бурковского (рис.

4.9.2., сдвиг контакта – индикаторами часового типа (4.9.3).

Рис 4.3.2 Измерения прогибов и деформаций в нижнем поясе балки Рис.4.3.3 Измерение сдвига на границе контакта «сталь-бетон»

Рис.4.3.4 Снятие показаний по электротензодатчикам Оценка воздействия немногократно повторной нагрузки производилась путем сравнения несущей способности исследуемого образца при повторной нагрузке с ее статической несущей способностью. Поэтому в каждой группе из 6 балок одна из них была испытана статической нагрузкой. Испытания статическими и немногократно повторными нагрузками производилось на гидравлическом прессе ИПСрис. 4.3.5).

Рис. 4.3.5. Схема испытаний образцов: а) призм; б) балок Нагрузка на призмы прикладывалась по выступающим торцам, а на балки – через траверсы в виде двух сосредоточенных сил в третях пролета. Сдвиг слоев в призмах измерялись с помощью индикаторов часового типа с ценой деления 0, мм, а в балках – в пролетной зоне электротензодатчиками, а в торцах – индикаторами часового типа.

Учитывая возможности испытательной машины и тот факт, что частота приложения нагрузок типа малоцикловых не превышает 3 Гц, частота повторения была принята постоянной и равной 8 цикл./мин.. за базовое число повторений нагрузки было принято 104 циклов нагружения, а коэффициент асимметрии цикла = Рmin/Рmax= 0.33.

Испытания проводились до физического разрушения образца при исследуемой базе 104 циклов, при этом максимальная нагрузка цикла Рmax принималась в пределах 0,84*0,93 Рразрстат. В целях установления предела выносливости и изменения напряженно-деформированного состояния в процессе циклического нагружения после определенного количества циклов нагружения равного (0.0001;0.0005;0.001;0.005;0.01;0.05;0.1;……1) 104 циклов снимались показания индикаторов на уровнях напряжения равных 0; Рmin= 0.33Рmax; 0.66 Рmax; Рmax; 0. Рmax; Рmin; 0 без выдержки опытных образцов под данной нагрузкой. Одновременно, с измерением деформаций слоев на контакте проводилось наблюдение за характером образования трещин в бетоне.

Циклической нагрузкой до разрушения испытано 27 сталебетонных призм, разделенных на 9 серий, в зависимости от диаметра и шага анкеров.

Призмы испытывались до разрушения в условиях, достаточно близких к чистому сдвигу в плоскости контакта. Величина нагрузки задавалась и контролировалась по измерительной шкале испытательной машин. В процессе испытания измерялись деформации сдвига на контакте слоев. Определялись: предел сопротивления контакта между сталью и бетоном призм на сдвиг; деформативность контакта на различных циклах нагружения и характер работы различных типов анкерной связи, выносливости их на действие малоцикловых нагрузок.

За разрушение принимали полное отделение сталебетонной призмы на самостоятельные слагаемые части.

Рис. 4.3.6. Установка для испытаний сталежелезобетонных балок на циклические нагружения.

Сталежелезобетонные балки испытывались по схеме свободно опертой балки двумя сосредоточенными силами в средней части пролета, приложенными на расстоянии 250мм от вертикальной оси балки. Расчетный пролет балки – 1900мм.

Нагрузка передавалась от гидравлического пресса до значения Pmax, затем нагрузка уменьшалась до Pmin. На опытных балках устанавливались прогибомеры Бурковского на опора и под двумя сосредоточенными силами (рис. 4.3.1.), сдвиг плиты по отношению к стальной балке измерялся индикатором часового типа, деформации на стальной балке и в железобетонной плите измерялись с помощью элетротензодатчиков с базой 20мм и с базой 50мм соответственно.

4.4. Методика испытаний сталежелезобетонных изгибаемых элементов на действие длительных нагрузок.

Испытания сталежелезобетонных балок на изгиб на действие длительных нагружений проводились на базе лабораторий КазГАСУ. Была изготовлена специальная испытательная установка установленная на полу лаборатории, позволяющая испытывать балки на действие длительных нагружений. Испытательная установка представляла силовую установку рычажного типа к которому подвешивалась люлька с грузовой платформой на которую устанавливали стальные грузыпластины с определенным заранее взвешенным весом (рис. 4.4.1.) Рис. 4.4.1. Экспериментальная установка испытания балок на длительные нагружения Сталежелезобетонные балки испытывались по схеме свободно-опертой балки двумя сосредоточенными силами в середине пролета, приложенными на расстоянии 250мм от вертикальной оси балки. Расчетный пролет балки – 1900мм. Нагрузка передавалась от грузовой люльки через рычажную систему.

В процессе испытания измерялись деформации бетона и стали сталежелезобетонной балки, деформации абсолютного сдвига бетонной плиты относительно стальной балки вдоль зоны контакта, а также прогибы и ширина раскрытия трещин в бетонной плите. Деформации бетона и стали фиксировались тензодатчиками сопротивления с базой 50мм и 20мм, соотносительно через электронную аппаратуру АИД4. Крое того, продольные деформации стали нижнего пояса и верхней плиты фиксировались специально изготовленной мензуркой с базой 400мм, снабженной индикатором часового типа. Измерение прогибов на каждой ступени производилось прогибомерами Бурковского. Абсолютные деформации сдвига вдоль контакта измерялись с помощью индикаторов часового типа с ценой деления 0,01мм.

Общий вид и схема испытаний сталежелезобетонных балок представлены на рис. 4.4.2. Схема размещения тензодатчиков сопротивления и измерительных приборов аналогичны образцам при испытаниях на кратковременные статические нагружения.

Рис.4.4.2 Общий вид и схема испытаний сталежелезобетонных балок на длительные нагружения 4.5. Методика экспериментальных исследований пространственной работы сталежелезобетонных конструкций.

Экспериментальные исследования дают наиболее обширные и фактические данные по напряженно-деформированному состоянию конструкций. Для исследования пространственной работы сталежелезобетонных конструкций изготовлены и испытаны: одна крупномасштабная модель перекрытия в масштабе 1:3, а другой фрагмент перекрытия в натуральную величину. Крупномасштабная модель сталежелезобетонного перекрытия имела следующие состав и геометрические параметры: железобетонная плита высотой 50мм, шириной 1664мм и длиной 2000мм подкрепленная тремя стальными балками из прокатного двутавра №12 ГОСТ 8239-89 длиной 2000мм, которые расположены на равных расстояниях. Совместность работы железобетонной плиты и стальной частей достигалась за счет двух рядов вертикальных анкерных стержней (26А300) высотой 40мм, приваренных по всей длине к верхнему поясу стальных балок с шагом 150мм по концам на четверти пролета и 100мм – в середине на половине пролета.

Для испытания модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия была изготовлена испытательная рама, вмонтированная в силовой пол лаборатории.

Общий вид и схема расстановки измерительных приборов, приспособлений и оборудования приводится на рис.4.5.1.-4.5.4.

Модель фрагмента сталежелезобетонного перекрытия испытывали нагрузкой, распределенной в двадцати точках по её площади, т.е. в условиях близких к равномерно распределенной нагрузке. Ввиду различной несущей способности крайних и средней балок, а также железобетонной плиты фрагмента сталежелезобетонного перекрытия производилось соответствующее распределение нагрузок по площади фрагмента согласно схемам нагружения, представленным на рис.4.5.5, через пятиуровневую систему траверс, работающих по разрезной схеме. Нагрузка на систему траверс передавалась посредством гидравлического домкрата (полезное усилие – 100 тонн, полезный подъем – 15,5 см) марки ДГ-100-2 и ручной насосной станции. Величина задаваемой нагрузки фиксировалась и контролировалась при помощи манометра насосной станции, предварительно оттарированного на испытательной машине УММ-200 лаборатории.

Равномерное распределение усилия по ширине зоны приложения нагрузки, обеспечивалось жесткими металлическими полосами, уложенными на цементнопесчанной подливке под опорами траверс и в местах опирания балок фрагмента сталежелезобетонного перекрытия. Для исключения влияния сил кручения во время испытания между системой металлических траверс и рамой испытательной установки был установлен полусферический шарнир.

В процессе испытания измерялись продольные деформации бетона и стали, поперечные деформации бетона железобетонной плиты, деформации сдвига на контакте «сталь-бетон», а также ширина раскрытия трещин и прогибы конструкции.

Рис.4.5.1. Общий вид испытательного стенда фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Рис.4.5.2.Схема расположения датчиков сопротивления на фрагменте сталежелезобетонного перекрытия: а) вид сверху; б) вид снизу.

Рис.4.5.3.Схема расположения датчиков сопротивления на фрагменте сталежелезобетонного перекрытия (продолжение): в) вид сбоку.

Рис.4.5.4.Схема расположения измерительных приборов и приспособлений:

-индикатор часового типа для измерения сдвиговых деформаций;

-прогибомер Бурковского для измерения прогибов;

-прогибомер Бурковского для измерения пластических деформаций по длине стальных балок (на базе 400 мм).

Рис.4.5.5. Схема нагружения и распределения нагрузок фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Измерение деформаций бетона и стали производилось тензодатчиками сопротивления с базами, соответственно, 50мм и 20мм через АИД-4 с магазином переключателей; продольных деформаций нижнего пояса стальных балок – при помощи натянутой струны на базе 400мм в зоне чистого изгиба и прогибомера Бурковского; прогибов – прогибомерами Бурковского; сдвиговых деформаций на контакте «сталь-бетон» - индикаторами часового типа с ценой деления 0,01мм.

Момент образования трещин определялся визуально и по показаниям тензодатчиков сопротивления. Характер трещинообразования наблюдался посредством микроскопа МБП-2 с 24-х кратным увеличением.

Испытания модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия производилось до полного его разрушения. Разрушающая нагрузка фиксировалась по показаниям манометра насосной станции.

В качестве фрагмента перекрытия для натурных испытаний была изготовлена сталежелезобетонная плита размерами 6000х6000 мм. Стальная часть перекрытия состоит из шести прокатных двутавровых балок № 20 по ГОСТ 8239-89 длиной 6000 мм, расположенных с шагом 1200 мм; бетонная часть: длина – 6000 мм, ширина – 6000 мм, высота – 80 мм. Армирование бетонной части производилось арматурными сетками из проволоки 5 Вр-I с шагом 100 мм по классической схеме для неразрезной плиты. Совместность работы стальной и бетонной частей сталежелезобетонной конструкции достигалась за счет двух рядов вертикальных анкерных стержней (2 10 А300), приваренных по всей длине к верхнему поясу стальных балок с шагом 250 мм в середине пролета, и 150 мм – по концам.

Применялся бетон класса В22,5 (М 300). Для определения его расчётных характеристик были изготовлены контрольные образцы – кубы 100х100х100 мм.

При заливке монолитного бетона его уплотнение производилось глубинным вибратором.

Для измерения деформаций стали и бетона на их поверхности наклеивались тензорезисторы с базой 50 мм (для бетона) и 20 мм (для стали). Прогибы конструкции замерялись по центрам стальных балок с помощью линеек, укреплённых жестко на металлических треногах. Сдвиг по контакту сталь-бетон замерялся индикаторами часового типа с ценой деления 0,01 мм, установленных по концам стальных балок. Момент образования трещин и характер трещинообразования определяли визуально, а величина раскрытия трещин определялась с помощью микроскопа МБП-2 с 24-хкратным увеличением.

Рис. 4.5.6 Фрагмент сталежелезобетонного перекрытия под нагрузкой Для нагружения фрагмента перекрытия в натуральную величину (рис. 4.5.2) использованы штучные грузы: в нижних слоях от кирпича до поребрика, а в верхних слоях фундаментные блоки. Опытная нагрузка определялась путём предварительного взвешивания веса всех грузов, а ожидаемая разрушающая нагрузка – путем математического сложения всех грузов от нижнего до последнего слоев. Нагружение сталежелезобетонной плиты перекрытия проводилось однократной кратковременной статической нагрузкой ступенями по 1/20 от ожидаемой разрушающей нагрузки. После каждого этапа нагружения снимались показания всех датчиков, индикаторов и прогибы.

Замерялись деформации крайних фибр стальных крайних и средних балок в зоне чистого изгиба на участке 60 см с помощью «мензурки» снабженной индикатором часового типа.

4.6. Методика экспериментальных исследований определения начальных деформаций и напряжений (доэксплуатационного напряженнодеформированного состояния) на стадии возведения сталежелезобетонного перекрытия.

Изменения деформаций и напряжений составной конструкции в процессе замоноличивания плитной части исследованы на примере фрагмента сталежелезобетонного перекрытия с размерами в плане 6000х6000мм в одном из цехов комбината крупнопанельного домостроения.

Изготовление опытного фрагмента сталежелезобетонного перекрытия производилось в следующем порядке. Сначала на железобетонные фундаментные блоки, играющие роль опор, укладывались стальные балки из прокатных двутавров №20 из стали С245 с шагом 1200мм; потом установили опалубку под будущую плиту высотой 80мм; уложили сеточную арматуру из проволоки 5 Вр – I с шагом стержней 100 мм по схеме армирования, принятой для неразрезных железобетонных плит, с расположением арматурной сетки в зонах действия максимальных пролетных и опорных изгибающих моментов. Для обеспечения совместности работы стальных балок и будущей железобетонной плиты, к верхнему поясу двутавров приваривались два ряда анкерных стержней 10 АIII с шагом 150 мм в середине пролета, 100 мм – по концам балок (рис. 4.6.1).

Рис.4.6.1. Армирование плиты перекрытия до её замоноличивания В ходе экспериментальных исследований выявлялись:

- поведение балок в период заливки и твердения бетона;

- изменения деформаций, напряжений в сечениях и прогибов стальной балки.

Для этого на стальную балку наклеивались электротензорезисторы с базой 20мм. (рис. 4.6.2б.), а для мониторинга прогибов балок устанавливались под каждой балкой стойки с измерительной шкалой. Для замеров деформаций крайних фибр стальных балок в середине пролета на расстоянии 60см приваривались короткие стержни и между ними устанавливалась «мензурка» снабженная индикатором часового типа (рис. 4.6.2а.) Рис. 4.6.2. Измерение деформаций стальной балки: а) «мензуркой», снабженной индикатором часового типа; б) измерение деформаций стальной балки по высоте сечения электротензодатчиками.

После выполнения всех подготовительных работ, были сняты «нулевые» показатели. Заливка монолитного бетона выполнялась при температуре в цехе +26 0С без рывков, с подачей его через «рукава» бетонасоса. Попутно для определения расчетных характеристик бетона, забивались стандартные кубы 100х100х100 мм;

применялся бетон класса В22,5. Уплотнение бетона производилось глубинным вибратором (рис. 4.6.3). Выравнивание и уход за бетоном в период твердения производились по общеизвестной технологии принятой для цехов железобетонных конструкций.

Рис. 4.6.3. Процесс замоноличивания железобетонной плиты Показания приборов снимались через каждый час, от «0» до момента стабилизации деформаций. За условный «0» принято время завершения формования плиты перекрытия. В начальное время свежеуложенный бетон плиты перекрытия создавал нагрузку на стальные балки, но по прохождению времени бетон приобретал прочность по мере силикатизации цементного теста. С приобретением бетоном прочности формировалось композитное сталежелезобетонное сечение, состоящие из стальной балки и железобетонной плиты. Основной задачей эксперимента было выявление влияния процесса образования сталежелезобетонного сечения на общее напряженно-деформированное состояние перекрытия. Поэтому показания приборов снимались каждый час начиная с условного «0». Сняты показания, построены графики изменения прогибов балок, относительных деформаций в разных точках нормального сечения стальных балок.

4.7. Результаты экспериментальных исследований прочности сталежелезобетонных балок при однократном статическом нагружении.

Опытные образцы сталежелезобетонных балок испытывали однократной кратковременной статической нагрузкой до физического разрушения с целью установления характера разрушения и закономерностей развития прогибов, деформаций бетона и стали при их совместном деформировании в составе единой конструкции, а также деформаций абсолютного сдвига на границе контакта «стальбетон».

Статической нагрузкой до разрушения испытывалось 30 сталежелезобетонных балок, разделённые на 10 серий (СБ-1 – СБ-10) по три образца в каждой серии.

Во всех случаях опытные образцы сталежелезобетонных балок разрушались по нормальному сечению в зоне чистого изгиба из-за местного раздробления бетона сжатой зоны плиты вследствии развития пластических деформаций в средней части стальной балки. При этом в образцах с наиболее податливыми анкерными связями (серии СБ-1, СБ-7) происходил срез анкеров в приопорной части сталежелезобетонной балки и, соответственно, отрыв бетонной полки от стальной балки, что в ряде образцов приводило к потере общей устойчивости стальной части (рис.4.7.1).

Характер трещинообразования верхней грани бетонной полки сталежелезобетонной балки находится в прямой зависимости от податливости анкерной связи.

Сталежелезобетонной балки можно условно разделить на группы по податливости анкерной связи (или контакта «сталь-бетон») на: 1) с наибольшей податливостью (серии СБ-1, СБ-7); 2) со средней (серии СБ-2,СБ-3); и 3) с наименьшей податливостью (серии СБ-4СБ-6, СБ-8СБ-10) анкерных связей; то характер образования трещин можно представить в следующем виде. В образцах с наибольшей податливостью связей - серия СБ-7 - продольные трещины не наблюдались, так как до этого происходил срез анкеров в приопорной части и фактически разрушение сталежелезобетонной балки. С некоторым уменьшением податливости анкерных связей (или уменьшением податливости контакта «сталь-бетон») - серия СБ- - появлялись слабые продольные трещины (ширина раскрытия до 0,05мм) почти одновременно сначала в центральной, а затем в приопорной частях практически перед разрушением. Однако при незначительном развитии продольных трещин наступают разрушения сталежелезобетонной балки вследствие среза анкеров приопорной части, что останавливает их дальнейшее развитие.

В образцах со средней податливостью анкерной связи - продольные трещины всегда успевали значительно развиться до разрушения сталежелезобетонной балки, т.к. у них не происходил срез анкеров, и их разрушающий момент М разр. вследствие этого был на 10-15% больше, чем у предыдущей группы. При этом развитие трещины происходило следующим образом: вначале при нагрузке примерно 0,850,9 Мразр. появлялись слабые продольные трещины (шириной до 0,030,05мм), как правило, в центральной или в приопорной (у неподвижного шарнира ближе к траверсе) частях бетонной полки балки. С увеличением нагружения появлялись также незначительные прерывистые продольные трещины по всей длине бетонной полки балки, а ранее появившиеся трещины получали дальнейшее развитие. Перед достижением сталежелезобетонной балкой максимального значения нагружения продольные трещины по длине бетонной полки соединялись, как правило, в единую магистральную трещину, которая доходила до торцов бетонной полки сталежелезобетонной балки и получала раскрытие в зависимости от типа анкера в среднем до 1,0мм. При этом основное развитие магистральной трещины происходило после достижения нагрузкой максимального значения и начала интенсивного развития: 1) пластических деформаций в нижней части стальной балки; 2) деформаций абсолютного сдвига на границе контакта «стальбетон». Следует отметить, что в образцах серии СБ-3 несмотря на то, что диаметр анкера бел меньше, чем в серии СБ-2 продольные трещины получали значительно большее развитие. Такой результат можно объясняснить тем, что материал анкеров образцов серии СБ-3 – стержневая арматура класса А-240, которая имеет меньшие механические характеристики и более пластична, чем арматура класса А-400 (материал анкера в серии СБ-2) – вступает в зону пластических деформаций и изгибается, способствуя тем самым сдвигу бетонной полки относительно стальной балки объединенной конструкции, а, следовательно, и развитию продольных трещин.

В образцах с наименьшей податливостью анкерной связи характер образования и развития продольных трещин схож со 2-ой группой, однако, трещины здесь получают меньшие развития как по длине бетонной полки сталежелезобетонной балки, так и по ширине раскрытия самих трещин, при этом магистральная трещина редко доходит до торцов бетонной полки.

Развитие поперечных трещин практически всегда связано с местным раздроблением бетона сжатой зоны сталежелезобетонной балки в момент разрушения.

При испытаниях также изучалось образование и развитие трещин в растянутой зоне бетонной плиты при увеличении нагрузки, действующей на опытные образцы. Первые нормальные трещины в бетоне сталежелезобетонных балок образовались, как правило, в сечениях под точками приложения нагрузки и имели незначительные раскрытия (до 0,05мм). Затем, в зависимости от податливости анкерной связи, в зоне чистого изгиба появлялись еще несколько трещин. Развитие нормальных трещин в нижней зоне бетонной полки наблюдалось главным образом непосредственно перед разрушением и свидетельствовало о наличии деформаций сдвига в плоскости контакта «сталь-бетон», а также о том, что составляющие элементы сталежелезобетонной балки стали работать раздельно, каждая со своей нейтральной осью.

Общий вид, характер разрушения и трещинообразования сталежелезобетонных балок приведен на рис.4.7.14.7.13.

На рис.4.7.144.7.33 приведены эпюры распределения средних напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок на различных этапах нагружения, на рис.4.7.34 показаны эпюры распределения средних деформаций по высоте сечения сталежелезобетонных балок наиболее характерных серий на различных этапах нагружения. Результаты испытаний сталежелезобетонных балок представлены в таблице 4.7.1.

Изучение деформаций бетона полки сталежелезобетонной балки показало, что величина продольных деформаций сжатия бетона в верхней части полки в момент разрушения сталежелезобетонной балки достигает значений в среднем b=0,160,2% (0,00160,002), а в нижней части бетонной полки значения деформаций (сжатия и растяжения) колеблются около значения b=0, то есть распределение деформаций по высоте бетонной полки сталежелезобетонной балки происходит практически по треугольному закону.

Рис.4.7.1.Общий вид разрушения сталежелезобетонных балок вследствие среза анкеров приопорной зоны.

Рис.4.7.2.Фотоснимки с характером разрушения сталежелезобетонных балок серии СБ-1 и СБ-2.

Рис.4.7.3.Общий вид и характер разрушения сталежелезобетонных балок серии СБ-3 и СБ-4.

Рис.4.7.4.Общий вид и характер разрушения сталежелезобетонных балок серии СБ-5 и СБ-6.

Рис.4.7.5.Общий вид и характер разрушения сталежелезобетонных балок серии СБ-7 и СБ-8.

Рис.4.7.6.Общий вид и характер разрушения сталежелезобетонных балок серии СБ-9 и СБ-10.

Рис.4.7.7.Развитие магистральной трещины бетонной полки с выходом на торец сталежелезобетонной балки.

Рис.4.7.8.Линии Чернова-Людерса в стальной части сталежелезобетонной балки.

Рис.4.7.9.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-1 в координатах «М-».

Рис.4.7.10.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-1 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.11.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-2 в координатах «М-».

Рис.4.7.12.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-2 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.13.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-3 в координатах «М-».

Рис.4.7.14.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-3 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.15.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-4 в координатах «М-».

Рис.4.7.16.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-4 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.17.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-5 в координатах «М-».

Напряжения в бетоне для Рис.4.7.18.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-5 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.19.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-6 в координатах «М-».

Рис.4.7.20.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-6 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.21.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-7 в координатах «М-».

Рис.4.7.22.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-7 на различных этапах нагружения Рис.4.7.23.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-8 в координатах «М-».

Напряжения в бетоне для наглядности Рис.4.7.24.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-8 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.25.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-9 в координатах «М-».

Рис.4.7.26.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-9 на различных этапах нагружения.

Рис.4.7.27.Графики развития напряжений в нормальном сечении сталежелезобетонных балок серии СБ-10 в координатах «М-».

Рис.4.7.28.Распределение напряжений по высоте сечения сталежелезобетонных балок серии СБ-10 на различных этапах нагружения.

2,45т*м(24,01кН* значение изгибающего момента, при котором в нижнем Рис.4.7.29.Распределение деформаций по высоте сечения сталежелезобетонных балок наиболее характерных серий на различных этапах нагружения.

Анализ продольных деформаций и напряжений стальной части сталежелезобетонных балок показывает, что на начальных этапах нагружения сталежелезобетонных балок распределение продольных деформаций в стальной части подчиняется линейному закону. Такое распределение деформации продолжается практически до достижения в нижнем поясе стальной балки предельно допускаемых нормами деформаций s.lim=0,2% (0,002). В дальнейшем, с интенсивным развитием пластических деформаций в нижнем поясе стальной балки эпюра деформаций приобретает криволинейный вид, а величина максимальных деформаций перед физическим разрушением сталежелезобетонной балки в среднем достигает значения до s=0,8% (0,008), что также подтверждается графиком, приведенным на рис.4.7.34 и построенного для деформаций нижнего пояса стальной балки в зоне чистого изгиба. Как видно из табл.4.7.1, достижение сталью нижнего пояса нормируемых предельных деформаций s,lim=0,2% мало зависит от класса прочности монолитного бетона и вида анкерных связей (или податливости шва контакта «сталь-бетон»). Податливость анкерных связей оказывает существенное влияние на величину нагрузки, при которой продольные деформации в стальной части сталежелезобетонной балки достигают значения s,lim=0,2% как вдоль зоны чистого изгиба, так и по высоте сечения стальной балки, а также на значение разрушающей нагрузки.

Необходимо отметить, развитие пластических деформаций в стальной части сталежелезобетонной балки можно было визуально наблюдать на нижнем поясе и стенке стальной балки в виде характерных линий Чернова-Людерса (рис.4.7.13).

Анализ закономерностей развития продольных деформаций по высоте сечения сталежелезобетонной балки показывает, что до достижения деформации стали нижнего пояса стальной балки значений s,lim=0,2% наблюдается совместная работа бетона и стали сталежелезобетонной балки, то есть с одной нейтральной осью, при этом в бетоне достигается деформации сжатия в среднем равные =0,080,1%. Необходимо отметить, что на границе контакта “стальбетон” наблюдается скачок деформаций, то есть деформации стали sk и бетона bk на границе контакта различны (bksk) на величину 'k=sk-bk (табл.4.7.2).

Очевидно, что чем податливей контактный шов, тем больше величина 'k.

Этот вывод следует не только при уменьшении площади поперечного сечения анкерной связи, но и с увеличением шага анкеров (серия СБ-4). В некоторый момент времени с дальнейшим увеличением нагружения по высоте составного сечения сталежелезобетонной балки появляются две нейтральные оси – в бетонной плите и в стальной балке, и соответственно, две сжатые и две растянутые зоны. Однако при этом полного нарушения совместной работы бетона и стали сталежелезобетонной балки, не происходит вплоть до ее физического разрушения.

Закономерности развития прогибов опытных образцов сталежелезобетонных балок также зависели от степени податливости шва контакта «сталь– бетон». Во всех испытанных образцах происходило увеличение прогибов при возрастании уровня нагружения, причем интенсивность их развития была различной на разных этапах и зависела как от типа анкерной связи, так и от его шага по длине балки. На рис.4.7.36, 4.7.37 приведены графики развития прогибов сталежелезобетонных балок в зависимости от уровня нагружения. Как видно из приведенных графиков при начальных этапах нагружения наблюдается практически прямая пропорциональность между изгибающим моментом и прогибами, а затем с увеличением податливости контакта шва и изменением эпюры деформаций по высоте сталежелезобетонного сечения, происходит интенсивный рост прогибов при незначительном увеличении нагружения, т.е. излом графика прогибов. Так, например, для образцов серии СБ-7 с наибольшей податливостью анкерной связи при значениях изгибающего момента М=3,15т*м (30,9кН*м) средний прогиб составляет f=20,4мм, в то время как для образцов с наименее податливыми анкерными связями СБ-6 и СБ-10 средний прогиб составляет, соответственно, f=10,7мм и f=10,65мм.

На рис.4.7.36, 4.7.37 также представлены значения расчетного и нормативных ( и l б) прогибов. Расчетный прогиб вычислен согласно методике Госстроя БССР [40] при значении расчетного изгибающего момента Мрасч=1921кг*м (18,84кН*м) и имеет величину равную fрасч=0,320см, что меньше реальных экспериментальных данных прогибов и свидетельствует о необходимости исследований в данной области.

Рис.4.7.30.Деформации крайних фибр нижнего пояса стальной части наиболее характерных серий сталежелезобетонных балок, измеренные в зоне чистого изгиба на участке длиной 40 см.

Рис.4.7.31.Графики развития прогибов в координатах «М-f» для сталежелезобетонных балок серий СБ-1СБ-5.

Рис.4.7.32.Графики развития прогибов в координатах «М-f» для сталежелезобетонных балок серий СБ-6СБ-10.

4.8. Результаты экспериментальных исследований малоцикловой выносливости сталежелезобетонных балок.

4.8.1. Статические кратковременные испытания.

Испытания сталежелезобетонных балок на действие статической нагрузки проводились в двух случаях: а) испытания опытных балок до разрушения с цестат лью получения разрушающей нагрузки Pраз, б) первые загружение всех образцов, намеченных для испытаний малоцикловыми нарузками, с целью проверки работы приборов и тензодатчиков. Статической нагрузкой разрушены также образцы, прошедшие базовый цикл испытаний малоцикловой нагрузкой без разрушения. Результаты испытаний сталежелезобетонных балок статической нагрузкой приведены в первой строке табл. 4.9.1.

Разрушение всех балок при статическом нагружении, в каждой из четырех групп, происходило по нормальному сечению, в зоне чистого изгиба от раздробления верхней сжатой бетонной части балки. При этом наблюдалось образование продольной вертикальной трещины в верхней части бетонной плиты по всей длине балки и нормальных трещин в нижней части плиты в зоне чистого изгиба.

грузка цикла Мmax, тн Рис.4.8.1 Характер разрушения балок при малоцикловом нагружении Рис.4.8.2. Характер разрушения балок при малоцикловом нагружении Разрушение балок при воздействии циклических нагрузок во 2, 3 и 4 группах происходило, в целом, по аналогичной схеме, с отличием в том, что в момент разрушения балки получили значительно большие прогибы, в 1.5 – 2 раза возрастало смещение контакта на границе «сталь-бетон», а раздробление бетона происходило на более мелкие фракции.

В первой же группе, с наиболее податливыми анкерами, лишь балка с K=0.91 разрушалась по нормальному сечению с раздроблением бетона. В остальных же балках происходил срез анкеров в приопорной части с отрывом бетонной плиты от стальной балки. При этом прогибы в этой группе были наибольшими.

В целом для всех четырех групп характерно значительное увеличение прогибов в начальных циклах нагружения, дальнейшая их стабилизация, вплоть до достижения критического состояния с лавинообразным нарастанием прогибов и дальнейшей потерей несущей способности. В большей мере подобный характер развития деформаций присущ балкам с жесткими анкерами (4, 2 группы). В первой и третьей группах балок процесс наростания прогибов более плавный.

Распределения деформаций по высоте сечения при начальных циклах нагружения во всех группах характеризуется треугольной эпюрой без разрыва совместности деформаций на контакте «сталь-бетон». С дальнейшим ростом количества циклов, в большей степени в «жесткой» группе (10A-400 и 8Aи меньшей - в «податливой» (6A-400 и 10A-240), наблюдается нарушение совместности деформаций с образованием двух нейтральных осей.

Результаты испытаний на малоцикловую выносливость обрабатывались методами математической статистики, путем получения корреляционной зависимости M max f (lg N ) Линии регрессии строятся в виде диаграмм, на оси абцисс которой откладывается в логарифмическом масштабе, число циклов нагружения до разрушения образцов, а по оси ординат величина максимального момента цикла.

В результате для каждой серии образцов устанавливается линейная корреляционная связь, функцией:

За численное значение предела выносливости принималась величина, соответствия пересечению ординаты, восстановленной из точки lg N 4 (соответствия N=10000 циклов) до пересечения с линией регрессии. Линии выносливости в виде диаграмм представлены на рис.

4.9. Результаты экспериментальных исследований сталежелезобетонных балок при длительном статическом нагружении.

Целью экспериментальных исследований являлась оценка влияния длительных нагружений на прочность, деформативность и напряженнодеформированное состояние сталежелезобетонной балки.

В качестве опытных образцов для испытания на длительную прочность были запроектированы 12 сталежелезобетонных балок, составленных из двутавра № 12 (сталь С245) длиной 2000 мм и бетонной плиты размерами 2000х400х мм. Соединение стальной балки и бетонной плиты осуществлялось путем установки вертикальных анкеров высотой 40 мм, изготовленных из арматурных стержней четырех видов: 6 А-III, 8 A-III, 10 A-I, 10 A-III.

С учетом вышесказанного все балки были разбиты на четыре группы по балки в соответствии с видом использованного анкера.

Анкеры на балке приварены в два ряда с помощью электродуговой сварки, причем в крайних третях (длиной по 700 мм) шаг принят равным 100 мм, а в средней части (длиной 600 мм) – 150 мм.

В процессе испытания измерялись деформации бетона и стали в зоне чистого изгиба, деформации сдвига вдоль границы «сталь-бетон», а также прогибы в середине пролета балки. Деформации материалов замерялись электротензодатчиками (с использованием Автоматического Измерителя Деформаций – АИДпрогибы – линейкой и струной, натянутой между крепежами, закрепленными на уровне опор балки; сдвиг контакта «сталь-бетон», сжатие бетона и растяжение стальной части балки – мензурками длиной 40см, снабженными индикаторами часового типа.

Оценка воздействия длительной нагрузки производилась путем сравнения несущей способности исследуемого образца при действии длительной нагрузки, с ее несущей способностью при приложении кратковременной статической разрушающей нагрузки (данные взяты из результатов экспериментальных исследований п 4.7.) Исследуемые образцы находились под воздействием нагрузки в течение шести месяцев, при этом длительная нагрузка Pmax принималась в пределах 0.85–0.95Pразркрат. В конце испытаний нагрузку на образцы увеличивали, доводя до их физического разрушения. Одновременно с измерением деформаций и прогибов проводилось наблюдение за характером образования и раскрытия трещин.

Рис.4.9.1 Характер разрушений балок при длительных нагружениях Во всех случаях опытные образцы сталежелезобетонных балок разрушались по нормальному сечению в зоне чистого изгиба из-за деформаций по местному раздроблению бетона сжатой зоны бетонной плиты вследствие развития пластических деформаций в нижней части стальной балки. При этом наблюдалось образование продольной вертикальной трещины в верхней части бетонной плиты по всей длине балки и нормальных трещин в нижней части плиты в зоне чистого изгиба. В нескольких образцах с наиболее податливыми анкерными связями происходил срез анкеров в приопорной части балки и отрыв бетонной полки от стальной части.

Рис.4.9.2. Характер разрушений балок при длительных нагружениях В целом для всех четырех групп характерно значительное увеличение прогибов в начальных циклах нагружения, дальнейший их медленный равномерный рост, с потерей несущей способности после приложения разрушающей нагрузки.

Распределения деформаций по высоте сечения во время действия длительной нагрузки во всех группах характеризуется треугольной эпюрой без разрыва совместности деформаций на контакте «сталь-бетон», который происходил уже непосредственно перед загружением балки дополнительной нагрузкой до разрушения.

Наименьший сдвиг по границе сталь-бетон, а соответственно и наибольшую несущую способность показали балки с анкерами 10 A-400. Далее по убывающей - 8 A-400. Замыкают группу балки с анкерами 6 А-400 и 10 AДиаграмма сдвига по границе Динамика развития смещения на границе сталь-бетон во всех группах схожа, за исключением некоторых образцов, у которых диаметр анкерных стержней наименьший.

Изменение сдвиговых деформаций по длине балки представлено на рис.2 и характеризуется возрастанием сдвига от середины балки до точки приложения «силы» (250 мм). Характер диаграммы изменения «сдвига» по длине балки существенно не меняется от вида используемого анкера.

Прогибы, в зависимости от типа балки, на первой неделе составляли 1/150L – 1/100L, а к моменту разрушения 1/70L – 1/40L. «Выпрямления» балки при снятии нагрузки после разрушения не наблюдалось.

4.10. Результаты экспериментальных исследований модели и фрагмента сталежелезобетонных перекрытий. Пространственная работа плиты.

4.10.1. Результаты испытаний модели сталежелезобетонного перекрытия.

Опытная модель фрагмента сталежелезобетонного перекрытия испытывали кратковременной статической нагрузкой, распределенной в двадцати точках по площади фрагмента, до физического разрушения.

Испытанная модель фрагмента сталежелезобетонного перекрытия разрушился по нормальному сечению сталежелезобетонных балок в зоне чистого изгиба из-за местного раздробления бетона сжатой зоны плиты вследствие развития пластических деформаций в стальных балках модели фрагмента перекрытия, и соответствующем быстром росте прогибов. При этом в момент разрушения максимальный изгибающий момент достигал значения: 1) в сечении средней несущей балки Мср.б.=4,5т*м (44,14кН*м); 2) в сечении крайних несущих балок Мкр.б.=1,969т*м (19,32кН*м); 3) в средней части пролета монолитной железобетонной плиты Мпл.=0,281т*м (2,76кН*м).

При испытании изучался характер трещинообразования верхней грани железобетонной полки модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Первые продольные трещины (до 0,030,05мм) появились над крайними балками у торца железобетонной плиты длиной 510см при максимальном изгибающем моменте в сечении крайней балки Мкр.б.=1,772т*м (17,383кН*м) и практически одновременно в средней части торца монолитной железобетонной плиты при максимальном изгибающем моменте в монолитной плите Мпл.=0,253т*м (общая нагрузка на систему Р=36т).С дальнейшим увеличением уровня нагружения (общая нагрузка на систему Р=38т) появляются слабые, прерывистые трещины (до 0,05 мм) по всей длине плиты над средней балкой при максимальном изгибающем моменте в сечении средней балки фрагмента Мср.=4,275т*м (41,94кН*м), при этом ранее появившиеся трещины получали незначительное развитие как по ширине раскрытия (до 0,01мм), так и по длине (до 1015см). В момент достижения значения максимальной несущей способности (общая нагрузка Р=40т) модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия продольная трещина над средней балкой (Мср.б.=4,5т*м) раскрывалась до 0,1мм (максимально – в центральной части) и развивалась практически под 45° от торцов монолитной железобетонной плиты к середине пролета; над крайними балками (Мкр.б.=1,969т*м) продольные трещины верхней зоны железобетонной плиты развивались до 0,2мм у торцов плиты, в средней части продольные трещины не наблюдаются; картина аналогичная последней происходит и с трещинами в средней части монолитной плиты (Мпл.=0,281т*м) с той лишь разницей, что здесь трещины немного больше развиваются по длине (до 2025см).

Основное развитие трещин происходило после достижения нагрузкой максимального значения и начала интенсивного развития: 1) пластических деформаций стальных балок; 2) деформаций абсолютного сдвига на границе контакта «сталь-бетон»; 3) прогибов сталежелезобетонных конструкции.

Развитие поперечных трещин было связано с местным раздроблением бетона сжатой зоны модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в момент физического разрушения.

В ходе испытания также изучалось образование и развитие трещин в растянутой зоне монолитной железобетонной плиты с увеличением уровня нагружения. Первые нормальные трещины в растянутой части плиты образовывались, как правило, в сечениях под точками приложения нагрузки (общая нагрузка Р=36т) и имели незначительное раскрытие (до 0,05мм), с дальнейшим увеличением уровня нагружения (общая нагрузка Р=38т) – образовывались в зоне чистого. В этот же момент появлялись и продольные трещины в нижней части монолитной железобетонной плиты, распространявшиеся примерно под углом 45° от торца стыка крайних балок и монолитной плиты к центральной части средней балки фрагмента перекрытия.

Рис.4.10.1.Общий вид разрушения и характер трещинообразования верхней грани монолитной железобетонной полки фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Рис.4.10.2.Общий вид разрушения и характер трещинообразования нижней грани монолитной железобетонной полки фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Основное развитие нормальных и продольных трещин в нижней зоне монолитной железобетонной плиты наблюдалось, главным образом, непосредственно после достижения нагрузкой максимального значения, перед физическим разрушением, что свидетельствовало о том, что составляющие элементы модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия стали работать раздельно, каждая со своей нейтральной осью, хотя полного нарушения совместной работы бетона и стали не происходило вплоть до разрушения.

Таким образом, разрушение модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия происходит за счет постепенного «выключения» увеличивающейся растянутой зоны монолитной железобетонной полки из работы и, как следствие, появления двух нейтральных осей, а следовательно, перераспределения усилий, приходящихся на составные элементы композиционного (составного) сечения.

Характер и картина разрушения модель фрагмента сталежелезобетонного перекрытия представлены на рис.4.40, 4.41.

4.10.2. Результаты испытаний фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в натуральную величину.

В качестве фрагмента для испытаний изготовлено сталежелезобетонное перекрытие размерами 6000х6000 мм. Стальная часть перекрытия состоит из шести прокатных двутавровых балок № 20 по ГОСТ 8239-89 длиной 6000 мм, расположенных с шагом 1200 мм; бетонная часть: длина - 6000 мм, ширина - мм, высота - 80 мм. Армирование бетонной части производилось арматурными сетками из проволоки 5 В-500 с шагом 100 мм по классической схеме для неразрезной балки. Совместность работы стальной и бетонной частей сталежелезобетонной конструкции достигалась за счет двух рядов вертикальных анкерных стержней (2 10 60 мм А-400), приваренных по всей длине к верхнему поясу стальных балок с шагом 150 мм в середине пролета, и 100 мм - по концам.

Применялся бетон класса В22,5 (М 300). Для определения его расчётных характеристик были изготовлены контрольные образцы - кубы 100х100х мм. При заливке монолитного бетона его уплотнение производилось глубинным вибратором.

Рис. 4.10.2.1 Фрагмент сталежелезобетонного перекрытия.

Для измерения деформаций стали и бетона на их поверхности наклеивались тензорезисторы с базой 50 мм (для бетона) и 20 мм (для стали). Продольные прогибы конструкции замерялись по центрам стальных балок с помощью линеек, укреплённых жестко на металлических треногах. Сдвиг по контакту стальбетон замерялся индикаторами часового типа с ценой деления 0,01 мм, укреплявшимися к концам стальных балок. Момент образования трещин и характер трещинообразования определяли визуально, а величина раскрытия трещин определялась с помощью микроскопа МБП-2 с 24-хкратным увеличением. Опытная разрушающая нагрузка фиксировалась путём предварительного определения веса всех грузов.

Испытание проводилось постепенным нагружением однократной кратковременной статической нагрузкой сталежелезобетонной плиты перекрытия ступенями по 1/20 от ожидаемой разрушающей нагрузки. После каждого этапа нагружения снимались показания всех датчиков, индикаторов и прогибы.

При испытании изучался характер трещинообразования верхней и нижней граней железобетонной полки сталежелезобетонной плиты, а также закономерности развития деформаций бетона и стали несущих балок и монолитной плиты опытной сталежелезобетонной плиты.

Испытуемую плиту 6000х6000мм нагружали распределённой нагрузкой до 91 т. При нагрузке в 91 т прогиб конструкции составлял в разных зонах от 7, до 12 см, что составляет 1/50 длины конструкции (стальных балок). Таким образом, прогибы достигли недопустимых значений. При нагрузках от 0 до 91 напряжения продолжали наращиваться, происходило постепенное раскрытие продольных трещин в бетоне непосредственно над стальными балками, образовывалась сетка трещин в нижней части бетонной плиты, прогибы конструкции достигали 12 см, что означало наступление обеих групп предельных состояний.

При испытании опытной сталежелезобетонной плиты также изучались закономерности развития прогибов несущих балок фрагмента. Во всех шести несущих балках происходило увеличение прогибов при возрастании уровня нагружения, причем интенсивность их развития была различной на разных этапах.

На начальных этапах нагружения наблюдается практически прямая пропорциональность между изгибающим моментом и прогибами, а затем с изменением эпюры деформаций по высоте сталежелезобетонного сечения, вследствие Рис. 4.10.2.2. Сталежелезобетонная плита после испытаний появления неупругих деформаций стали, происходит интенсивный рост прогибов при незначительном увеличении нагружения, т.е. излом графика прогибов.

Наличие изломов на графиках прогибов свидетельствует о снижении жесткости несущих балок сталежелезобетонного фрагмента при увеличении уровня нагружения.

Снижение жесткости несущих сталежелезобетонных балок происходит по растянутой зоне, вследствие снижения модуля упругости стали после того, как сталь сталежелезобетонного сечения входит в зону неупругих деформаций. Это объясняется сдерживающим влиянием неразрезной железобетонной плиты фрагмента сталежелезобетонного перекрытия, работающей в двух направлениях, и постепенным её включением в работу с увеличением уровня нагружения.

Наибольшее значение прогибов, а также наибольшие значения деформаций сжатия и растяжения в одинаковых сечениях по длине пролета достигались в средних (третьей и четвёртой) стальных балках опытной сталежелезобетонной плиты. Напряжения (деформации) нижних фибр стальной части сталежелезобетонного сечения развиваются более интенсивно, чем напряжения (деформации) по верхней грани бетонной полки, что свидетельствует о перераспределении усилий между сталью несущих балок и бетоном плиты и постепенном смещении нейтральной оси в сторону стальной части фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

4.10.3. Результаты экспериментальных исследований пространственной работы плиты.

Экспериментальные исследования дают наиболее обширные и фактические данные по напряженно-деформированному состоянию конструкций. Исследования пространственной работы плиты проводились на крупномасштабной модели и на фрагменте перекрытия в натуральную величину, геометрические параметры которыхописаны в пп 4.11.1, 4.11.2.

При испытаниях фрагментов перекритий изучались закономерности развития деформаций и напряжений бетона и стали балок и монолитной плиты фрагментов сталежелезобетонного перекрытия с учетом пространственной работы плиты.

На рис.4.10.3.14.10.3.4 приведены графики развития нормальных напряжений в сечениях несущих балок модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия. На рис.4.10.3.5, 4.10.3.6 показаны графики распределения напряжений на верхней грани монолитной плиты фрагмента вдоль и поперек оси несущих балок.

Анализ закономерностей развития напряжений в несущих сталежелезобетонных балках модели фрагмента показывает, что картина деформирования сталежелезобетонных балок в составе пространственной конструкции во многом схожа с ранее испытанными отдельными балками.

Рис.4.10.3.1. Графики развития напряжений в нормальном сечении крайних сталежелезобетонных балок модели фрагмента монолитного перекрытия в координатах «М-».

Рис.4.10.3.2. Распределение напряжений по высоте сечения крайних сталежелезобетонных балок модели фрагмента монолитного перекрытия на различных этапах нагружения.

Рис.4.10.3.3.Графики развития напряжений в нормальном сечении средней сталежелезобетонной балки модели фрагмента монолитного перекрытия в координатах «М-».

Рис.4.10.3.4.Распределение напряжений по высоте сечения средней сталежелезобетонной балки фрагмента монолитного перекрытия на различных этапах нагружения.

Рис.4.10.3.5.Графики распределения максимальных напряжений по нормальному сечению верхней грани бетона модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в направлении параллельном к продольной оси несущих балок на разных этапах нагружения.

Рис.4.10.3.6.Графики распределения максимальных напряжений по нормальному сечению верхней грани бетона модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в направлении перпендикулярном к продольной оси несущих балок на разных этапах нагружения.

Рис.4.10.3.7. График развития прогибов в координатах «М-f» для средней сталежелезобетонной балки модели фрагмента монолитного перекрытия на различных этапах нагружения.

Рис.4.10.3.8. График развитии максимальных деформаций абсолютного сдвига sh на границе контакта «сталь-бетон» для средней балки модели фрагмента сталежелезобетонного монолитного перекрытия на различных этапах нагружения.

Стальная часть и железобетонная полка сталежелезобетонного фрагмента совместно деформируются в составе единой пространственной системы.

Продольные относительные деформации сжатия и растяжения, следовательно, и напряжения по высоте нормальных сечений сталежелезобетонных балок модели фрагмента распределяются по линейному закону практически до достижения в нижнем поясе стальной балки предельно допускаемых нормами деформаций s.lim=0,2%. В дальнейшем, с интенсивным развитием пластических деформаций в нижнем поясе стальных балок эпюра напряжений приобретает криволинейный вид, а величина максимальных деформаций перед физическим разрушением модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия достигает значения s=0.91% для средней и s=0,35% для крайних балок фрагмента, что также подтверждается графиками, приведенными на рис. 4.10.3.7., 4.10.3.8 и построенных для деформаций нижнего пояса стальных балок модели сталежелезобетонного фрагмента в зоне чистого изгиба на базе в 40 см. Очевидно, что максимальные напряжения растяжения достигаются по нижней грани стальной части, а максимальное напряжение сжатия – у верхней грани бетонной части сталежелезобетонного сечения модели фрагмента. Вследствие того, что контакт «сталь-бетон» фрагмента сталежелезобетонного перекрытия изначально выполнялся податливым (меньше расчетного), то скачок в эпюре напряжений на уровне контактной поверхности бетона и стали явно выражен с самого начала нагружения. Причем с увеличением уровня нагружения происходит увеличение величины разницы напряжений бетона и стали на границе контакта «стальбетон». При этом появление двух нейтральных осей практически не наблюдается вплоть до разрушения фрагмента. Очевидно, что деформации сжатия на верхней грани и деформации растяжения по нижней грани сталежелезобетонных балок по длине пролета возрастают по нелинейной зависимости, по очертанию близкому к траектории главных сжимающих или главных растягивающих напряжений, от нулевого значения над опорой до максимального – в середине пролета.

Необходимо отметить, что наибольшие значения деформаций сжатия и растяжения в одинаковых сечениях по длине пролета, были у средней несущей балки модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия (рис. 4.10.3.1, 4.10.3.4). Как видно из рис. 4.10.3.5, 4.10.3.6 напряжения (деформации) нижних фибр стальной части сталежелезобетонного сечения развиваются более интенсивно, чем напряжения (деформации) по верхней грани бетонной полки, что свидетельствует о перераспределении усилий между сталью несущих балок и бетоном плиты и постепенном смещении нейтральной оси в сторону стальной части модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

Совместное рассмотрение графиков развития напряжений материалов сталежелезобетонных балок серии СБ-2 и средней несущей балки модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия (рис. 4.7.23, 4.7.24, 4.10.3.3, 4.10.3.4) показывает, что, несмотря на больший класс бетона балок серий СБ-2, на начальном этапе нагружения при одинаковом изгибающем моменте наблюдаются практически одинаковые значения напряжений. С увеличением уровня нагружения напряжения в отдельных балках серий СБ-2 имеют большие значения, чем в средних несущих балках модели фрагмента. Казалось бы большая деформативность бетонной полки самостоятельных сталежелезобетонных балок по сравнению с бетоном полки средней балки модели фрагмента объясняется большей расчетной шириной бетонной полки (шаг несущих балок – 800мм) модели фрагмента, однако анализ распределения напряжений по нормальному сечению верхней грани бетона модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в направлении параллельном к продольной оси несущих балок на разных этапах нагружения (рис. 4.10.3.5) показывает, что эффективная ширина бетонной полки средней несущей балки равняется 4045см, как и в случае отдельных балок серии СБ-2. Таким образом, меньшая деформативность бетонной полки средней балки фрагмента вполне объясняется пространственной работой средней несущей балки в составе фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.

На рис. 4.10.3.5., 4.10.3.6 приведены графики распределения максимальных напряжений по нормальному сечению верхней грани бетона модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия в направлении, соответственно, параллельном и перпендикулярном к продольной оси несущих балок на разных этапах нагружения. Из этих графиков видно, что распределение напряжений в параллельном и перпендикулярном направлениях к продольной оси несущих балок происходит по классической схеме с достижением максимальных значений:

продольных напряжений - над несущими балками, поперечных – в середине пролета железобетонной плиты фрагмента; минимальных значений: продольных напряжений - в середине пролета железобетонной плиты, поперечных - над несущими балками модели фрагмента сталежелезобетонного перекрытия.