В статье представлены результаты испытаний нагружением сборно-монолитного перекрытия строящегося жилого дома. Приведены описание конструкции, методика испытаний, основные результаты и их анализ. Выполнена всесторонняя оценка основных деформационно-прочностных показателей перекрытия, включая несущую способность шпоночного узла сопряжения плит с ригелями.

This article presents the results of the loading tests for precast and cast-in-situ flooring of a residential building under construction. The construction details, test procedure, basic experimental data and their analysis have been given. A comprehensive assessment of the strength and stress-strain characteristics of the floor, including load-carrying capacity of the dowel joint between slabs and beams, has been performed.

ВВЕДЕНИЕ

Сборно-монолитные каркасные системы (ИМС, АРКОС и др.) представляют собой многократно статически неопределимые конструкции, особенности которых заключаются в сложном характере взаимодействия элементов из сборного и монолитного железобетона, а также распределения усилий между ними. «Ручной» расчет таких конструктивных систем крайне затруднителен, а зачастую вообще невозможен как по указанным причинам, так и вследствие недостатка в некоторых случаях знаний об изменении ха­рактеристик плоских сборно-монолитных перекрытий под нагрузкой. Полученные при испытаниях результаты мо­гут быть использованы для уточнения существующих методов расчета статически неопределимых железобетонных конструкций, а также разработки положений по их конструированию с позиций оптимизации конструктивных решений и максимального использования физико-техниче­ских характеристик бетона и арматуры.

Некоторые результаты экспериментально-теоретических исследований по данному вопросу представлены в настоящей статье.

1 ОПИСАНИЕ ОБЪЕКТА ИССЛЕДОВАНИЙ. ЦЕЛЬ И ЗАДАЧИ ИСПЫТАНИЙ

Сборно-монолитные перекрытия рассматриваемых в статье жилых каркасных зданий проектируют преимущественно плоскими – без выступающих книзу элементов. Основу диска перекрытия составляет настил из сборных многопустотных плит, опертых по периметру на монолитные железобетонные ригели, расположенные, как правило, по направлениям осей колонн.

В строящемся односекционном 16-этажном жилом доме в г. Чернигове (Украина) для устройства перекрытий (рис. 1) проектной документацией (разработчик – ООО «Строймашпроект», г. Минск, Беларусь) согласно серии Б1.020.1-7 [1] предусмотрены плиты безопалубочного формования (bxh = 1200х220 мм) «Тенсиланд». В проектной документации приняты плиты с несущей способностью 8 кПа (без учета собственного веса). Проектный класс бетона плит составлял В40 (С³²/₄₀). Армирование плит в нижней зоне, согласно рабочим чертежам, выполнено 18 стержнями диаметром 5 мм из арматуры класса Вр-II (S1200) [1].

Рис. 1. Конструктивный план перекрытия над 1-м этажом строящегося жилого дома (заштрихованные ячейки между осями (3–5)х(В–Г) подвергали испытанию нагружением)

Железобетонные несущие ригели, на которые плиты оперты торцами через бетонные шпонки, запроектированы сечением bxh = 500х220 мм, связевые ригели, расположенные вдоль плит, – сечением bxh = 400х220 мм. Проектный класс бетона ригелей по прочности на сжатие – В25 (C²⁰/₂₅), армирование ригелей предусмотрено вязаными каркасами из арматуры класса А500 (S500). Шаг сетки колонн сечением 400х400 мм изменяется в пределах от 4,2 до 6,1 м.

Описанное в статье испытание перекрытия по заданию ОАО «Домобудiвник» (г. Чернигов) выполнено ООО «БЭСТинжиниринг» (г. Минск) с участием заказчика, представителей Госэкспертизы проектов и Архитектурно-строительной инспекции Черниговской области. Испытание было проведено нагружением ячеек между осями (3–5)х(В–Г) над 1-м этажом (см. рис. 1).

Цель испытаний заключалась в опытной оценке показателей эксплуатационной пригодности конструкции (жесткости и трещиностойкости) и получения новых экспериментальных данных для уточнения расчетной модели и совершенствования конструктивных решений каркаса.

Задачи испытаний включали:

– определение относительных деформаций бетона и арматуры в характерных сечениях элементов перекрытия;

– определение прогибов плит и ригелей и сопоставление опытных значений с контрольными;

– определение ширины раскрытия трещин и сопоставление опытных значений с контрольными;

– оценку несущей способности (прогнозный показатель) перекрытия.

2 МЕТОДИКА ИСПЫТАНИЯ ПЕРЕКРЫТИЯ

Методика испытания предусматривала поэтапное нагружение перекрытия вертикальной нагрузкой до уровня, соответствующего расчетному значению проектной нагрузки. При подготовке и проведении испытания учитывали требования стандартов [5, 6], а также рекомендаций [7]. Прочностные характеристики бетона и арматуры ригелей определяли на контрольных образцах согласно действующим стандартам.

Полную вертикальную равномерно распределенную нагрузку на перекрытие создавали штучными грузами – фундаментными блоками ФБС 24.4.6, средний вес каждого из которых составлял 1,30 т (12,85 кН). Весь процесс нагружения был разбит на восемь ступеней (этапов). Блоки устанавливали только на многопустотные плиты через деревянные подкладки. Непосредственно на ригели нагрузку не прикладывали. Вовлечение ригелей в работу перекрытия происходило вследствие передачи на них усилий от многопустотных плит через шпоночные соединения по торцам и продольным граням. Схема и очередность расположения блоков на перекрытии (рис. 2) были приняты таким образом, чтобы на уровнях контрольных нагрузок по жесткости и трещиностойкости в первую очередь создать наиболее близкое к равномерному нагружение несущего ригеля по оси 4, а также оценить соответствующие параметры плитного настила испытываемых участков перекрытия.

Рис. 2. Схема расположения блоков на участке перекрытия, подвергнутого испытанию нагружением (цифры в кружочках обозначают порядковый номер блоков при установке на перекрытие)

Относительные деформации бетона и арматуры измеряли индикаторами часового типа ИГМ-1 и ИГМ-2 с ценой деления 0,001 мм, прогибы плит и ригелей – прогибомерами 6ПАО с ценой деления 0,01 мм, ширину раскрытия трещин – микроскопом МПБ-2 с ценой деления 0,05 мм. Индикаторы устанавливали на базе от 180 до 370 мм с учетом состояния верхней (открытой при бетонировании) поверхности ригелей и с таким расчетом, чтобы перехватить как минимум одну нормальную трещину в характерном сечении. Все приборы на момент проведения испытаний прошли плановую поверку в РУП «БелГИМ». Схема расстановки приборов приведена на рис. 3.

Рис. 3. Схема расстановки механических измерительных приборов на участке перекрытия, подвергнутого испытанию нагружением (буквой "П" обозначены прогибомеры, буквой "И" — индикаторы; в скобках — обозначения индикаторов, установленных снизу)

Проведение испытания было запланировано по двухстадийной схеме «нагрузка – разгрузка» в течение двух суток. В первые сутки проводили поэтапное нагружение ячеек перекрытия до наибольшей величины дополнительно приложенной нагрузки, равной q_test,max = 6,46 кПа (при проектном значении полезной (без учета собственного веса) расчетной нагрузки по I группе предельных состояний q_I,d = 6,10 кПа). После доведения нагрузки на перекрытие до указанного значения конструкция в течение 18 ч 40 мин была оставлена в нагруженном состоянии. На вторые сутки после осмотра конструкции, регистрации показаний приборов, фиксации трещин и измерения ширины их раскрытия производили поэтапную (за четыре этапа) разгрузку перекрытия.

На каждой ступени нагружения была предусмотрена выдержка в течение 15–20 мин для проведения визуального осмотра состояния конструкции, регистрации показаний приборов, фиксации образовавшихся трещин и измерения ширины их раскрытия. На стадии разгрузки конструкции проводили визуальный осмотр конструкции и регистрировали показания приборов.

Контрольные значения прогибов и ширины раскрытия трещин определяли на основании результатов статического расчета перекрытия, выполненного с использованием бесшарнирной КЭ-модели, описанной в [8].

Следует отметить, что нормы [3], а также справочная и техническая литература не содержат конкретных указаний по расчету статически неопределимых конструкций по II группе предельных состояний. В п. 4.22 Пособия [9] лишь в общих чертах сказано, что «при определении прогибов статически неопределимых конструкций рекомендуется учитывать перераспределение моментов, вызванных образованием трещин и неупругими деформациями бетона». Не вносит ясности в данный вопрос и руководство [10], касающееся главным образом расчета сечений по прочности. В то же время в монографии [11] обоснована целесообразность, даны конкретные предложения по учету работы растянутого бетона над трещинами при расчете статически неопределимых конструкций по деформациям на основе подходов СНиП 2.03.01 [2].

В работе [8] представлены результаты апробации разработанной авторами новой методики расчета прогибов ригелей сборно-монолитных перекрытий с учетом перераспределения усилий и работы растянутого бетона над трещинами, которая показала хорошую сходимость с результатами испытаний как натурных фрагментов каркаса, так и строящихся зданий. Однако «ручной» вариант такого расчета достаточно трудоемок, в связи с чем его целесообразно использовать в случаях, когда необходимо определить прогибы с высокой точностью. Поэтому при подготовке к данному испытанию перекрытия и при последующем анализе опытных данных за основу расчета прогибов ригелей была принята методика, основанная на положениях Eurocode 2 [12] с учетом работы растянутого бетона над трещинами согласно [11] для кратковременного действия нагрузки. Аналогичным образом определяли и контрольные значения ширины раскрытия трещин в сечениях ригелей.

Поскольку, согласно рабочим чертежам, в примененных плитах перекрытия нормальные трещины при эксплуатационных нагрузках не образуются, величину контрольного прогиба определяли интерполяцией данных из рабочих чертежей по шифру ИЖ 568 (Москва, 1995).

3 РЕЗУЛЬТАТЫ ИСПЫТАНИЙ ПЕРЕКРЫТИЯ

На день испытания прочность бетона ригелей составила 20,8–28,5 МПа, что с учетом результатов статистического контроля бетонной смеси на заводе ОАО «Домобудiвник» соответствовало 70 %–98 % проектной прочности для класса В25. Контрольные образцы-кубы бетона изготавливали для каждого ригеля или каждой группы ригелей, бетонируемых из одного замеса. Фактические показатели прочности бетона ригелей учитывали при анализе результатов испытаний. Предел текучести продольной рабочей арматуры ригелей изменялся в зависимости от диаметра в диапазоне 500–540 МПа, модуль упругости арматуры по результатам испытаний был принят равным 200 ГПа.

Общий вид нагруженного перекрытия (при наибольшей испытательной нагрузке) представлен на рис. 4, фрагмента установки механических приборов для измерения деформаций и перемещений – на рис. 5.

Рис. 4. Общий вид участка перекрытия между осями (3–5)х(В–Г) после приложения полной испытательной нагрузки 6,46 кПа

Рис. 5. Фрагмент перекрытия с установленными на нем индикаторами (см. рис. 3)

Несмотря на превышение (+6,5 %) наибольшего значения испытательной нагрузки (6,46 кПа) над величиной проектной полезной нагрузки (6,10 кПа) для I группы предельных состояний (по прочности), в плитах и ригелях, а также их соединениях и узлах пересечений перекрытий с колоннами признаки повреждений и локальных разрушений не проявились как по окончании нагружения, так и после выдержки конструкции под нагрузкой.

3.1 Ригели

Графики опытных значений прогибов несущих и связевых ригелей испытанного участка перекрытия представлены на рис. 6. «Колеблющийся» характер указанных зависимостей обусловлен как естественной погрешностью измерений (следует принять во внимание, что испытания проводили в построечных условиях на открытом воздухе), так и порядком размещения грузов на перекрытии (см. рис. 2). Тем не менее, за счет перераспределения усилий между плитами через замоноличенные швы все графики с достаточной степенью точности могут быть аппроксимированы линейными зависимостями. Последнее свидетельствует об упругой работе бетона и арматуры ригелей на всем диапазоне приложенной нагрузки.

Рис. 6. Графики опытных прогибов несущих и связевых ригелей на стадии нагружения перекрытия

Наибольший прогиб, как и ожидалось, был зафиксирован в несущем ригеле по оси 4, который при наибольшей испытательной нагрузке после выдержки составил а = 4,37 мм (1/1076l_eff). В несущих ригелях по осям 3 и 5 прогибы были меньше по сравнению с ригелем по оси 4. В свою очередь прогибы связевых ригелей были еще меньше по сравнению с несущими ригелями.

Первые нормальные трещины в ригелях были зафиксированы в опорных сечениях ригелей по осям 4 и 5 на седьмом этапе приложения нагрузки при эквивалентной равномерно распределенной нагрузке q = 5,8 кПа. О ширине образовавшихся трещин, которая на верхней грани ригелей на последнем этапе нагружения не превышала w = 0,10 мм (по результатам измерений микроскопом МПБ-2 с ценой деления 0,05 мм), можно судить по рис. 7. В средней части пролета одна нормальная трещина была зафиксирована в ригеле по оси 4 на последнем этапе нагружения. Ширина этой трещины на нижней грани ригеля не превышала 0,10 мм. В остальных ригелях трещины на протяжении всего нагружения зафиксированы не были.

Рис. 7. Трещина в опорном сечении связевого ригеля по оси В между осями 4–5 по окончании нагружения

Графики измеренных значений ширины раскрытия нормальных трещин в несущем ригеле по оси 4 и связевом ригеле по оси В между осями 4–5 представлены на рис. 8.

 Рис. 8. Опытные значения ширины раскрытия трещин в несущем ригеле по оси 4 (слева) и в опорном сечении у оси 4 связевого ригеля по оси В между осями 4–5

 Наибольшие значение относительных деформаций бетона сжатой зоны (краевые) и растянутой арматуры в опорных сечениях наиболее нагруженно го несущего ригеля по оси 4 при нагрузке q_exp,max = 6,46 кПа непосредственно по окончании последнего этапа нагружения составили соответственно: e_c = (-37)×10^-5 и e_s = 54×10^-5; после выдержки: e_c = (-43)×10^-5 и e_s = 65×10^-5. В связевых ригелях по осям 4 и 5 эти значения сразу после нагружения до указанного уровня были равны e_c = (-18)×10^-5 и e_s = 32×10^-5, а после выдержки – e_c = (-26)×10^-5 и e_s =41×10^-5. Графики опытных значений относительных деформаций бетона и арматуры ригелей представлены на рис. 9.

а) б) в)

Рис. 9. Опытные значения относительных деформаций бетона сжатой зоны и растянутой арматуры ригелей: а — несущего ригеля по оси 4; б — связевого ригеля по оси В между осями 4–5; в — связевого ригеля по оси Г между осями 4–5

3.2 Плиты

Графики опытных значений прогибов многопустотных плит представлены на рис. 10, обобщенная схема деформирования нагружаемых ячеек перекрытия – на рис. 11. «Чистый» прогиб плит представляет собой разницу между полными вертикальными перемещениями плит в середине пролета и прогибами соответствующих точек (у торцов плит) несущих ригелей.

Рис. 10. Опытные значения прогибов плит перекрытия (штриховыми линиями показаны значения прогибов на стадии разгрузки)

Рис. 11. Прогибы элементов нагруженных ячеек перекрытия при контрольной нагрузке по жесткости (в числителе) и после выдержки при наибольшей испытательной нагрузке (в знаменателе); все значения — в мм

Прогиб средней плиты, примыкающей одной гранью к монолитному участку, в ячейке между осями (4–5)х(В–Г) при контрольной нагрузке по жесткости составил a_sl = 0,67 мм (1/8650 l_eff), при наибольшей испытательной нагрузке – a_sl = 2,22 мм (1/2610 l_eff).

Трещины в средней части пролета плит в процессе нагружения и после выдержки под нагрузкой зафиксированы не были.

Графики относительных деформаций бетона и арматуры средней плиты в ячейке между осями (4–5)х(В–Г) представлены на рис. 12. По окончании выдержки перекрытия под нагрузкой значения этих деформаций составили e_c = (-4)×10^-5 и e_s = 7×10^-5.

Рис. 12. Опытные значения относительных деформаций бетона сжатой зоны и растянутой арматуры средней плиты ячейки между осями (4–5)х(В–Г)

4 АНАЛИЗ РЕЗУЛЬТАТОВ ИСПЫТАНИЯ

Оценку и анализ результатов испытания перекрытия нагружением в части соответствия конструкции требованиям норм по жесткости и трещиностойкости выполняли согласно рекомендациям [7] с учетом положений ГОСТ 8829 [5]. Данные о деформациях бетона и арматуры использовали для оценки напряженно-деформированного состояния характерных сечений элементов перекрытия при действии испытательной нагрузки и прогнозного расчета несущей способности перекрытия на основе экстраполяции результатов, полученных при кратковременном действии на перекрытие нагрузки, соответствующей полному расчетному значению для I группы предельных состояний.

4.1 Ригели

Сравнение опытных и расчетных значений прогибов несущих и связевых ригелей представлено на рис. 13, 14. Можно заметить, что принятая методика оценки деформаций статически неопределимых железобетонных конструкций хорошо отражает их поведение под нагрузкой. Средняя разница расчетных и опытных значений при контрольной нагрузке по жесткости не превышает ±10 %. Бóльшие расхождения на отдельных этапах нагружения перекрытия обусловлены как естественными погрешностями измерений (следует принять во внимание фактические условия испытания), так и деформативными свойствами «молодого» бетона. Кроме того, необходимо иметь в виду, что реальная работа сборно-монолитного перекрытия в раннем возрасте может отличаться от принятой расчетной схемы (бесшарнирного соединения плит с ригелями и между собой) даже при уровне эксплуатационных нагрузок, что неизбежно сказывается на величине усилий в плитах и ригелях. Поэтому полученные результаты испытания перекрытия по жесткости в отношении ригелей с учетом требований ГОСТ 8829 [5] следует признать удовлетворительными.

а) б) в)

Рис. 13. Опытные и расчетные значения прогибов несущих ригелей нагружаемых ячеек перекрытия: а — по оси 3; б — по оси 4; в — по оси 5

а)

б)

в)

г)

Рис. 14. Опытные и расчетные значения прогибов связевых ригелей нагружаемых ячеек перекрытия: а — по оси В между осями 3–4; б — по оси В между осями 4–5; в — по оси Г между осями 3–4; г — по оси Г между осями 4–5

Контрольные значения ширины раскрытия нормальных трещин в опорных и пролетных сечениях ригелей представлены в таблице 1. Сопоставляя указанные данные с опытными значениями (рис. 8), можно заметить, что практически во всех случаях трещиностойкость сечений оказалась достаточной и удовлетворяла требованиям [5]. При этом следует также отметить, что визуальная фиксация образующихся на верхней грани ригеля нормальных трещин и их дальнейший контроль были затруднены ввиду состояния осматриваемой поверхности (естественная шероховатость, наличие остатков мусора, пыли, обильное увлажнение осадками) и крайне малых расчетных значений ширины раскрытия, не превышающих 0,1 мм на поверхности конструкции даже на последнем этапе нагружения после выдержки. Кроме того, ввиду деформационных особенностей «молодого» бетона (независимо от его фактической прочности), а также процента продольного армирования и диаметра арматуры при достижении в расчетном сечении момента трещинообразования возможно образование не одной трещины, а нескольких более мелких трещин, то есть рассредоточение деформаций удлинения растянутой зоны на некотором участке. На графиках рис. 8 представлен наиболее невыгодный случай трещинообразования (одна трещина на длине участка измерений) с позиций долговечности арматуры. Ввиду упомянутых выше обстоятельств эти графики были получены путем обработки опытных значений краевых деформаций бетона растянутой зоны опорных и пролетного сечений. Значение расчетной (вероятной) ширины раскрытия трещин представляет собой разность полных значений измеренных деформаций и деформаций предельной растяжимости бетона. Принятый способ оценки опытных значений ширины раскрытия нормальных трещин в уровне продольной растянутой арматуры объясняет единственный случай превышения контрольного значения в сечении связевого ригеля по оси В у колонны по оси 4.

Таблица 1. Опытные и расчетные данные для оценки трещиностойкости нормальных сечений ригелей

Наибольшие опытные значения относительного укорочения бетона сжатой грани несущего ригеля по оси 4 e_c = (-3)7×10^-5 и e_c,t = (-43)×10^-5, зафиксированные соответственно по окончании нагружения конструкции и после выдержки ее под нагрузкой, свидетельствуют об упругой работе бетона даже при наличии трещин в опорных зонах. Указанные деформации по величине значительно меньше предельной сжимаемости бетона e_c,u = (-350)×10^-5 (для сечений, подверженных изгибу), из чего можно сделать вывод о том, что при уровне расчетной нагрузки несущие ригели имеют достаточные запасы по бетону сжатой зоны. Об этом свидетельствуют и представленные в [8] результаты анализа несущей способности перекрытия, рассматриваемого в данной статье.

Напряжения в продольной растянутой арматуре в опорных зонах несущего ригеля по оси 4, рассчитанные по опытным значениям относительных деформаций удлинения (см. рис. 12), не превышали s_s = e_s,exp×E_s = 65×10^-53×3 200 000 = 130 МПа, или 30 % и 26 % соответственно расчетного и нормативного сопротивления арматуры класса S500 при растяжении 435 (согласно [3]) и 500 МПа. С учетом полученного значения напряжений растяжения и в предположении упругой работы продольной растянутой арматуры ригелей расчетная (ожидаемая) величина напряжений растяжения от действия полной испытательной нагрузки и собственного веса перекрытия составляет s_s,max = 217 МПа, или около 50 % расчетного сопротивления арматуры.

Таким образом, полученные опытные данные позволяют сделать вывод, что несущая способность перекрытия, в том числе с учетом длительного действия нагрузки (на стадии эксплуатации здания), обеспечена с достаточным запасом. При этом относительные деформации сжатой зоны бетона и продольной растянутой арматуры при длительном действии нагрузки не превысят предельных значений. Долговечность ригелей также полностью обеспечена, поскольку при уровне контрольной нагрузки по трещиностойкости нормальные трещины в характерных сечениях визуально зафиксированы не были, а контрольная величина кратковременного раскрытия нормальных трещин значительно (в 5 раз и более) меньше предельно допустимого значения, равного 0,4 мм.

В соответствии с принятой схемой испытания и ввиду конструктивных особенностей перекрытия связевые ригели (по осям В и Г на рис. 1) нагружаемых ячеек были нагружены частично – на величину около 50 % расчетной нагрузки. Поэтому практический интерес представляет только рассмотрение характера распределения деформаций в сечениях по пролету связевого ригеля. Можно отметить, что при наибольшем значении испытательной нагрузки в сечениях посередине его пролета деформации сжатого бетона поверху и нижней рабочей арматуры были незначительными, примерно одинаковыми по абсолютной величине, и не превышали 2×10^-5. Это указывает на то, что момент в средних сечениях связевого ригеля, возникающий от приложений расчетной нагрузки, незначителен по величине и обусловлен включением в работу на восприятие изгибающего момента соседних многопустотных плит, работающих на поперечный изгиб с кручением в более сложных условиях по сравнению с остальными плитами ячеек. В то же время в опорных сечениях связевых ригелей, судя по зарегистрированным значениям относительных деформаций бетона сжатой зоны и растянутой арматуры, возникают изгибающие моменты, сопоставимые по величине с моментами в соответствующих сечениях несущих ригелей. Полученные опытные данные о напряженно-деформированном состоянии опорных и пролетных сечений связевых ригелей соответствуют результатам контрольного расчета испытанного перекрытия на действие проектной нагрузки с полным расчетным значением, выполненным с использованием шарнирной КЭ-модели и представленным в [8].

Из графиков деформаций перекрытия под нагрузкой (см. рис. 10, 11) можно заметить, что при разгрузке в его элементах сохранялись некоторые остаточные деформации. Величина их по показаниям приборов составляла 47 %–59 % от наибольших значений, достигнутых при нагружении и по окончании выдержки. Это можно объяснить в основном тем, что приложение нагрузки относительно высокого уровня (106 % проектной полезной нагрузки с полным расчетным значением) было произведено при возрасте бетона несущих и связевых ригелей 5–6 суток, когда процесс кристаллизации в цементном камне не был полностью завершен.

4.2 Плиты

Графики опытных и расчетных значений прогибов плиты перекрытия в ячейке между осями (4–5)х(В–Г) представлены на рис. 10.

Как было отмечено выше, в перекрытии, согласно проекту, были применены сборные многопустотные плиты безопалубочного формования под полезную расчетную нагрузку 8 кПа. В процессе нагружения перекрытия приращения относительных продольных деформаций в сечениях посередине пролета средней плиты в нагружаемой ячейке в пролете между осями 4–5 возрастали по величине пропорционально приложенной нагрузке до ее наибольшего значения, равного q_max = 6,46 кПа. При указанной нагрузке они составили: в бетоне на верхней сжатой грани e_c = (-4)×10^-5, в растянутой арматуре e_s = 7×10^-5. Полученные опытные данные о деформациях растянутой арматуры плит подтверждают отсутствие в плитах нормальных трещин при указанной нагрузке.

Представляет практический интерес определить с использованием опытных данных величину изгибающего момента, действующего в середине пролета многопустотной плиты ячейки перекрытия между осями 4–5 при действии наибольшей испытательной нагрузки. Опытное значение кривизны продольной оси в середине пролета многопустотной плиты составило под действием этой нагрузки:

Прогиб плиты в середине пролета при указанном значении кривизны для условий свободного опирания по торцам при расчетном пролете l_eff = 5,8 м составит:

Опытное замеренное значение прогиба этой плиты (см. рис. 10) составило a_exp = 2,22 мм, что вполне удовлетворительно согласуется с расчетным значением по опытной кривизне. Указанная сходимость расчетного и опытного значений прогибов позволяет сделать вывод о корректности принятой расчетной схемы плиты, опирающейся шарнирно по торцам на шпонки монолитных ригелей перекрытия.

Поскольку при испытаниях даже наиболее деформируемые (средние в пределах ячеек) многопустотные плиты под нагрузкой работали в упругой стадии, величину момента, возникающего от приложенной нагрузки в их поперечном сечении в середине пролета, можно определить, используя упругие характеристики бетона. Модуль упругости бетона плиты для проектного класса С³²/₄₀ принят равным E_cm = 36 000 МПа. Момент инерции поперечного сечения многопустотной плиты шириной 1,2 м равен I_c,0 = 8,24×10^-4 м⁴. Искомое значение изгибающего момента при условии отсутствия трещин в растянутой зоне может быть получено из известного выражения кривизны железобетонного изгибаемого элемента: M_exp = j_b×E_b×I₀×(1/r)_exp. Принимая во внимание, что плита под нагрузкой работала практически упруго, в указанном выражении коэффициент j_b принят равным 1,0. Расчетная величина изгибающего момента, действующего в середине пролета наиболее деформируемой многопустотной плиты при наибольшей испытательной нагрузке, составляет:

Изгибающий момент в середине пролета от собственного веса плиты g_sl = 3,2 кН/м² для принятой расчетной схемы равен:

Расчетный момент в среднем сечении плиты от действия полной испытательной нагрузки и собственного веса составляет M_g+q,exp = 17,2 + 16,1 = 33,3 кН×м.

Расчетная несущая способность поперечного сечения многопустотной плиты при рабочем армировании 18Æ5 S1200 и бетоне класса C³²/₄₀ равна M_Rd,I = 67,5 кН×м. Очевидно, что степень использования несущей способности нормальных сечений плит при испытании перекрытия не превышала 50 % (M_g+q,exp/M_Rd,I = 33,3/67,5 = 0,493).

Момент, вызываемый собственным весом и полной испытательной нагрузкой в середине пролета плиты, работающей независимо от соседних (например, при незаполненных межплитных швах), равен:

На основании полученных результатов можно сделать вывод, что средняя многопустотная плита за счет взаимодействия с соседними плитами по замоноличенным межплитным швам оказалась разгруженной на:

Из приведенных данных видно, что ввиду эффективного перераспределения нагрузки между многопустотными плитами, а также с плит на связевые ригели каркаса проектная несущая способность плит может быть принята на одну номенклатурную ступень ниже по сравнению со значением проектной нагрузки. Так, например, при действии на перекрытие полезной нагрузки с полным расчетным значением 6,0 кПа марка плиты по несущей способности может быть назначена соответствующей величине указанной нагрузки 4,5 или 5,0 кПа.

Для полной оценки несущей способности многопустотных плит в составе сборно-монолитного перекрытия был выполнен расчет шпоночных узлов их опирания на несущие ригели. В испытанном перекрытии многопустотные плиты были оперты на бетонные шпонки, размещенные в пустотах плит, открытых по торцам на глубину (100±10) мм. Указанный размер шпонок исключает возможность их заклинивания в пустотах плит при поперечном изгибе последних и включение шпонок в работу на изгиб. Это позволяет использовать для расчета шпоночного узла апробированную многолетней проектной практикой методику расчета бетонных шпонок, приведенную в п. 3.115 Пособия [9].

Расчет был выполнен для наиболее неблагоприятного случая работы плиты – при отсутствии заполнения межплитных швов. При этом в расчете приняты следующие значения собственного веса плиты g_Rd,I,sl и полезной нагрузки p_Rd,I,sl:

g_Rd,I,sl = g_sl×g_F = 3,2×1,35 = 4,32 кН/м²;

p_Rd,I,sl = 6,1×1,5/1,15 = 7,96 кН/м²,

здесь в выражении для p_Rd,I,sl:

6,1 – расчетное проектное значение полной полезной нагрузки на перекрытие;

1,15 – осредненный коэффициент надежности по нагрузке согласно [2];

1,5 – частный коэффициент безопасности по нагрузке для временных нагрузок согласно [3].

При полной расчетной погонной нагрузке g_Rd,I,sl = (4,32 + 7,96)×1,2 = 14,7 кН/м опорная реакция отдельной плиты с расчетным пролетом l_eff = 5,8 м, воспринимаемая бетонными шпонками, составит Q_Sd,dwl = 14,7×5,8/2 = 42,6 кН. Ввиду перераспределения усилий между плитами в реальном перекрытии с замоноличенными швами опорная реакция плиты, как уже было отмечено, будет на 31,6 % меньше. Тем не менее при оценке прочности шпоночного соединения плиты с ригелем в запас принято полученное значение Q_Sd,dwl = 42,6 кН.

Рассматриваемые плиты «Тэнсилэнд» шириной 1,2 м в поперечном сечении содержат восемь овалоидальных пустот шириной b_cor = 93 мм и высотой h_cor = 160 мм, размеры которых определяют соответственно ширину и высоту сечения каждой шпонки. Расчет выполняли для стадии возведения перекрытия, принимая класс прочности бетона несущего ригеля (и соответственно шпонок) на одну ступень ниже проектной. В таком случае для бетона класса по прочности на сжатие С¹⁶/₂₀ расчетное сопротивление бетона сжатию f_cd = 16/1,5 = 10,7 МПа, растяжению – f_ctd = 0,87 МПа.

Отличие овалоидальной формы сечения бетонных шпонок от прямоугольной учитывали коэффициентом h = 0,75, равным отношению фактической площади шпонки и описанного вокруг нее прямоугольника с шириной и высотой, равной соответствующим габаритам шпонки. В расчет опорного узла плиты вводили все восемь шпонок (n_dwl = 8), заведенных в ее пустоты на расчетную глубину t_dwl = 100 мм.

Согласно положениям Пособия [9], прочность шпоночного узла обеспечена при соблюдении условий сопротивления шпонок смятию бетона шпонок и их срезу.

Для рассматриваемой конструкции сборно-монолитного перекрытия:

– сопротивление бетона шпонок смятию:

– обеспечено;

– сопротивление шпонок срезу:

– обеспечено.

Таким образом, прочность бетона шпонок узла сопряжения плит с ригелем при действии на перекрытие расчетной нагрузки обеспечена с большим запасом как на стадии возведения каркаса, так и для стадии эксплуатации.

Ввиду того, что многопустотная плита, не имеющая поперечного вертикального армирования, в силу конструктивных особенностей сборно-монолитного перекрытия оперта на бетонные шпонки несущих ригелей верхней полкой, должна быть обеспечена прочность этой полки на отрыв. Расчетная схема работы полки принята из условия, что разрушение может произойти по наиболее слабому сечению в виде разрыва не имеющих армирования вертикальных ребер плиты. В расчет принимали все вертикальные ребра плиты (как межпустотные, так и крайние) общим количеством n_rib = 9 при минимальной их ширине (для межпустотных ребер) b_rib = 43 мм. Расчетное сопротивление бетона неармированного ребра растяжению при изготовлении плиты из бетона класса по прочности на сжатие С²⁵/₃₀ составляет f_ctd =1,0 МПа. В этом случае расчетная несущая способность верхней полки равна:

– обеспечена с более чем полуторным запасом.

ЗАКЛЮЧЕНИЕ

1 Сборно-монолитное перекрытие, согласно результатам испытаний и выполненному анализу, обладает требуемыми запасами по прочности, жесткости и трещиностойкости. Для исключения излишних резервов несущей способности сборно-монолитных перекрытий их расчет в составе всего каркаса или отдельно взятого этажа целесообразно выполнять с использованием расчетной модели [8].

Ввиду эффективного перераспределения вертикальных усилий между сборными многопустотными плитами их несущая способность при конструировании диска перекрытия может быть назначена на одну номенклатурную ступень ниже по сравнению с проектной расчетной несущей способностью перекрытия.

2 Выполненные расчеты прочности шпоночного узла сопряжения многопустотной плиты с несущим ригелем свидетельствуют о том, что данный тип соединения обладает достаточно большими запасами по всем критериям. Это позволяет применять сборно-монолитные перекрытия рассмотренной конструкции в каркасных зданиях различного назначения.

3 Проведенные испытания нагружением железобетонного сборно-монолитного перекрытия с настилом из многопустотных плит и всесторонний анализ опытных данных свидетельствуют о том, что рассмотренная конструкция обладает достаточной способностью к перераспределению усилий между элементами, исключающему опасность внезапного (прогрессирующего) разрушения при запроектных воздействиях на каркас.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. Сборно-монолитная каркасная система МВБ-01 с плоскими перекрытиями для зданий различного назначения: Серия Б1.020.1-7. – Минск: НИЭП ГП «Институт БелНИИС», 1998.

2. Бетонные и железобетонные конструкции: СНиП 2.03.01-84*. – М.: ЦНИИпромзданий Госстроя СССР, 1985. – 155 с.

3. Бетонные и железобетонные конструкции: СНБ 5.03.01-02. – Минск: Минстройархитектуры, 2003. – 139 с.

4. Бетоны конструкционные тяжелые. Технические условия: СТБ 1544-2005. – Введ. 01.07.2005.

5. Изделия строительные железобетонные и бетонные заводского изготовления. Методы испытаний нагружением. Правила оценки прочности, жесткости и трещиностойкости: ГОСТ 8829-94. – 25 с.

6. Конструкцii будинкiв i споруд. Вироби будiвельнi бетоннi та залiзобетоннi збiрнi. Методи випробувань навантажуванням. Правила оцiнки мiцностi, жорсткостi та трiщиностiйкостi: ДСТУ Б В.2.6-7-95 (ГОСТ 8829-94). – Державний комiтет Украiни у справах мiстобудування i архiтектури. – Киiв, 1997. – 23 с.

7. Рекомендации по испытанию и оценке прочности, жесткости и трещиностойкости опытных образцов железобетонных конструкций. – М.: НИИЖБ, 1987. – 36 с.

8. Мордич, А. И. Конечно-элементная модель для расчета сборно-монолитного каркаса зданий / А. И. Мордич, С. Л. Галкин // Строительная наука и техника. – 2010. – № 3. – С. 32–47.

9. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры: к СНиП 2.03.01-84. – М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989. – 192 с.

10. Руководство по расчету статически неопределимых железобетонных конструкций. – М.: Стройиздат, 1975. – 192 с.

11. Залесов, А. С. Расчет железобетонных конструкций по прочности, жесткости и деформациям / А. С. Залесов, Э. Н. Кодыш, Л. Л. Лемыш, И. К. Никитин. – М.: Стройиздат, 1988. – 320 с.

12. Проектирование железобетонных конструкций. Часть 1-1. Общие правила и правила для зданий: ТКП EN 1992-1-1-2009. Еврокод 2. – Минск: Минстройархитектуры, 2010. – 191 с.