Содержание к диссертации
Введение
1.Состояние вопроса 12
1.1 .Конструктивные решения железобетонных перекрытий 12
1.2. Исследования железобетонных комбинированных монолитных перекрытий 21
1.3. Методы расчета железобетонных перекрытий. 27
1.4. Физические модели деформирования железобетона 34
1.5. Краткие выводы. цель и задачи исследования 46
2. Основы метода расчета несущей способности и деформативности комбинированного монолитного перекрытия 49
2.1.Исходные положения 49
2.2.Построение расчетной схемы 53
2.3. Построение расчетного уравнения метода перемещений в вариационной постановке для оценки напряженно-деформированного состояния комбинированного монолитного перекрытия 55
2.4. Коэффициенты разрешающего уравнения 56
2.5. Определение жесткостных коэффициентов разрешающих уравнении
2.6. Выводы 65
3. Экспериментальные исследования несущей способности и деформативности комбинированных монолитных перекрытий 67
3.1.Цель и задачи эксперимента 67
3.2. Конструкция и порядок изготовления опытных образцов 68
3.3. Определение механических характеристик материалов 73
3.4. Методика испытаний опытных образцов 74
3.5. Характер разрушения опытных образцов перекрытий 76
3.6. Результаты экспериментальных исследований 81
3.7 Выводы 93
4. Численные исследования напряженно-деформированного состояния комбинированных монолитных перекрытий 94
4.1.Алгоритм расчета комбинированного монолитного перекрытия 94
4.2. Определение коэффициентов разрешающего уравнения метода перемещений 101
4.3 Анализ результатов численных исследований. 106
4.3.1 Сопоставление опытных и расчетных данных других авторов 126
4.4 Рекомендации по расчету несущей способности и деформативности комбинированных монолитных перекрытий 134
4.5 Выводы 140
Заключение 141
Список литературы 143
- Физические модели деформирования железобетона
- Определение жесткостных коэффициентов разрешающих уравнении
- Характер разрушения опытных образцов перекрытий
- Сопоставление опытных и расчетных данных других авторов
Введение к работе
Актуальность темы.
Произошедшие в последнее время изменения в строительной отрасли и разукрупнение строительных организаций привели к необходимости использования таких конструктивных схем зданий, в которых диски покрытий и перекрытий собираются на строительном объекте из отдельных относительно небольших элементов. К подобным решениям можно отнести комбинированные монолитные перекрытия.
Как показывает практика строительства, железобетонные перекрытия, наряду со стенами, являются наиболее материалоемкими конструкциями зданий и сооружений. При этом около 20% затрат на вновь возводимые здания приходится именно на плиты перекрытия. При реконструкции эти расходы достигают 50-60%. Данный факт определяет важность выбора рационального варианта применяемой конструкции перекрытия возводимых сооружений с точки зрения технологичности изготовления, прочностных и жесткостных характеристик, экономичности того или иного проекта.
Особенно актуален переход от традиционных сплошных перекрытий к их составным комбинированным аналогам в условиях реконструкции. При полной замене дисков перекрытий широкое применение нашли составные перекрытия, поперечное сечение которых состоит из разных классов бетонов. При этом нижний элемент составной конструкции обычно выполняется в сборном виде, а верхний монолитный выполняет связующую роль отдельных бетонных элементов.
Как известно, применяемые при конструировании комбинированного монолитного перекрытия его составные части имеют так называемый "ручной" вес. В связи с этим при устройстве перекрытий можно
использовать механизмы малой грузоподъемности, или, в некоторых случаях, не применять их вовсе, что позволяет успешно вести работы в стесненных условиях. Малый собственный вес комбинированных монолитных плит дает возможность решать задачи реконструкции без дополнительного усиления вертикальных несущих конструкций, фундамента и основания.
Для нового строительства использование комбинированных монолитных перекрытий также актуально, поскольку приводит к значительной экономии энерго- и материал оресурсов: снижению трудоемкости, собственного веса перекрытия, сокращению или полному исключению опалубочных работ, упрощению арматурных работ и т.д.
Важным вопросом при проектировании является не только выбор конструктивного решения, но и разработка методов расчета плит перекрытия, учитывающих их реальную работу под нагрузкой. Это позволит уточнить несущую способность и жесткость плит рассматриваемого класса, что приведет к снижению затрат при возведении перекрытий.
В настоящее время при проектировании комбинированных монолитных перекрытий используются в основном статические и конструктивные расчеты, основанные, как правило, на двух упрощенных подходах: различных способах приведения расчетного сечения к квазисплошному, и рассмотрению составных конструкций с использованием линейно-упругих или простейших нелинейных законов деформирования материалов. Это далеко не в полной мере отражает поведение железобетонной составной конструкции под нагрузкой. По мнению автора, конструктивная особенность сборно-монолитных плит — наличие контактной зоны различных по классу бетонов - требует расчета по составной схеме. Более широкому внедрению рассматриваемых в
данном исследовании панелей перекрытия препятствует отсутствие метода их расчета, адекватно учитывающего реальную работу под нагрузкой.
Принимая во внимание уровень изученности комбинированных монолитных перекрытий, а также возрастающую их значимость в практике проектирования и строительства, проведение исследований по теме, сформулированной в названии работы, является актуальным.
Цель работы: Разработка и экспериментальное обоснование методики расчета комбинированных монолитных перекрытий, наиболее полно учитывающей их конструктивные особенности.
Автор защищает:
расчетную модель напряженно-деформированного состояния нормального сечения комбинированного монолитного перекрытия с включением в разрешающее уравнение дополнительных параметров, касающихся учета условий контакта составных элементов конструкции;
алгоритм и программные средства, реализующие предлагаемый расчетный аппарат;
результаты экспериментальных исследований деформирования, трещиностойкости и прочности опытных конструкций комбинированных монолитных перекрытий;
результаты численных исследований напряженно-деформированного состояния комбинированных монолитных перекрытий.
Научную новизну составляют:
- разработанная методика деформационно-прочностного
расчета, основанная на использовании вариационного метода
перемещений В.З. Власова применительно к комбинированным
монолитным перекрытиям.
опытные данные об особенностях деформирования, трещиностойкости и прочности исследуемых комбинированных монолитных перекрытий;
алгоритм и программное обеспечение численных исследований деформативности комбинированных монолитных перекрытий;
результаты численного анализа напряженно-деформированного состояния комбинированных монолитных перекрытий.
Достоверность положений и выводов, изложенных в диссертации, обеспечивается использованием общепринятых принципов строительной механики и теории железобетона; подтверждается сопоставлением результатов численных исследований, полученных расчетом на основании использованной методики, с данными экспериментальных исследований автора и других авторов.
Практическое значение и реализация результатов работы. Разработана расчетная модель напряженно-деформированного состояния нормального сечения комбинированного монолитного перекрытия с включением в разрешающее уравнение дополнительных параметров, касающихся учета условий контакта составных частей конструкции. Расчетная модель базируется на вариационном методе и впервые учитывает условия контакта составных элементов для комбинированных монолитных перекрытий с учетом сдвиговых деформаций в контактном шве сопрягаемых составных элементов. Разработанный расчетный аппарат позволяет адекватно оценивать напряженно-деформированное состояние указанных конструкций и обеспечивает теоретическую основу для их рационального проектирования. За счет этого в ряде случаев имеется возможность существенного снижения расхода материалов и повышения надежности проектирования.
Результаты проведенных исследований были использованы ОАО «Орелагропромстрой» при реконструкции дома по адресу г. Орел ул. Шаумяна д. 30 с полной заменой дисков перекрытия. Материалы работы используются в учебном процессе Московского государственного университета путей сообщения в рамках спецкурса «Усиление и замена строительных конструкций при реконструкции», а также при дипломном проектировании.
Апробация работы и публикации.
Результаты исследований и основные материалы диссертационной работы докладывались и обсуждались на Неделе науки в МИИТе (г. Москва 2002 г.), на Всероссийской научно-технической конференции, посвященной 40-летию строительного факультета Мордовского государственного университета (г. Саранск, 2002 г.), на 2-ой международной научно-технической конференции «Проблемы строительного и дорожного комплексов» (г. Брянск 2003 г.), на Неделе науки в МИИТе (г. Москва 2004 г.).
По теме диссертации опубликовано 6 научных работ.
Объем и структура работы.
Диссертация состоит из введения, четырех глав, заключения с основными выводами, списка литературы и приложений.
Во введении дано обоснование актуальности темы диссертации, приведены общая характеристика работы и ее основные положения, которые автор выносит на защиту.
В первой главе изложено состояние вопроса, обобщены и проанализированы конструктивные решения плит перекрытий, методы их расчета и проектирования, применяемые физические модели деформирования железобетона, в том числе и с трещинами. На основании проведенного анализа сформулированы цель и задачи исследований.
Во второй главе обобщены и сформулированы статические, геометрические и физические гипотезы для рассматриваемого класса перекрытий. Построены расчетные зависимости на основе полуаналитического метода, базирующегося на использовании вариационного метода перемещений В.З. Власова. Приведено обоснование к построению расчетной схемы комбинированного монолитного перекрытия и выбор единичных функций. Выведена система разрешающих дифференциальных уравнений равновесия. На основании выбранных единичных состояний получены формулы для определения коэффициентов разрешающих уравнений. Сформулированы граничные условия для фрагмента комбинированной монолитной плиты перекрытия, обеспечивающие численную реализацию расчетных уравнений с принятыми единичными координатными функциями.
В третьей главе изложена методика испытаний фрагментов комбинированных монолитных перекрытий. Представлена конструкция опытных образцов. Приведены основные результаты экспериментальных исследований, касающихся деформирования, трещинообразования и исчерпания несущей способности опытных образцов и их анализ.
Четвертая глава посвящена особенностям алгоритмизации деформационно-прочностного расчета: определению коэффициентов разрешающих уравнений, описанию алгоритма расчета несущей способности и деформативности комбинированных монолитных перекрытий на ПЭВМ. Проведен анализ численных исследований комбинированного монолитного перекрытия в сопоставлении с результатами экспериментальных и теоретических исследований автора, а также с данными других авторов. Дана оценка эффективности предложенной методики. Принимая во внимание результаты исследований данной работы, даны рекомендации по проектированию комбинированных монолитных перекрытий.
Заключение содержит основные результаты и выводы по работе.
В приложениях к диссертации включены: программное обеспечение нелинейного расчета несущей способности и деформативности комбинированных монолитных перекрытий, определение потерь от усилия предварительного напряжения сборной железобетонной балки, расчет опытных образцов по нормам.
Физические модели деформирования железобетона
Как известно, железобетон является двухкомпонентным конструктивным материалом. Его характерные особенности, такие как анизотропия, неоднородность, существенная нелинейность, трещинообразование проявляются уже на ранней стадии деформирования, создавая определенные трудности при разработке механико-математических моделей и алгоритмов для их реализации. С ростом уровня нагрузки уменьшается жесткость сечений, увеличиваются перемещения, и происходит перераспределение внутренних усилий между участками конструкции при структурных изменениях материалов. Качественная сторона указанных явлений была впервые подробно рассмотрена О.Я. Бергом в работе /21/, а затем получила свое развитие в монографиях Н.И. Карпенко /73/ и М.М. Холмянского /159/, где показана зависимость этих явлений не только от наличия трещин, но и от их ориентации относительно направлений армирования, взаимного расположения, характера развития по высоте, схемы армирования и от других факторов. Для определения прочности, трещиностойкости и деформативности железобетонных конструкций с трещинами, в том числе и составных, в настоящее время используются различные деформационные модели. К первой группе моделей деформирования железобетона следует отнести работы, развивающие основные положения метода предельного равновесия, которые в наиболее полном виде были сформулированы проф. А.А. Гвоздевым /42/. В основе расчета несущей способности железобетонного изгибаемого элемента методом предельного равновесия лежит модель жесткопластического тела для сжатой зоны бетона и растянутой арматуры. При этом эпюра напряжений в сжатом бетоне принимается прямоугольной с ординатой, равной призменной прочности при сжатии (). Напряжение в растянутой арматуре соответствует ее пределу текучести Rs, что предполагает наличие в ней физической площадки текучести. Основное положительное качество рассматриваемого метода заключается в отсутствии необходимости учета характера распределения деформаций по высоте сечения, поскольку величины возникающих в нем усилий считаются известными. Несмотря на такую идеализацию работы сжатого бетона и растянутой арматуры, выполненными в свое время многочисленными экспериментальными исследованиями /6, 42, 58/ была выявлена высокая надежность этого метода. Рассматриваемый метод использован и в работах /62, 82, 83, 124, 149, 155, 165/. Небольшая погрешность результатов и простота расчетного аппарата способствовали тому, что метод предельного равновесия рекомендован в СНиП 2.03.01-84 /138/ для определения несущей способности неразрезных балок. Фактически он лежит в основе расчета по прочности нормальных сечений большинства изгибаемых железобетонных конструкций /65, 138/. Вплоть до недавнего времени нормативный вариант метода предельного равновесия с небольшими изменениями использовался для проектирования по 1-ой группе предельных состояний сборно-монолитных железобетонных конструкций /140/.
В случае применения высокопрочных бетонов и сталей, не имеющих физической площадки текучести, а также при расчете слабоармированных элементов использование прямоугольной эпюры напряжений в сжатом бетоне приводило к существенным неточностям в результатах работ /18, 21/, что потребовало введения в нормативную методику различных поправочных коэффициентов эмпирического характера.
Ко второй группе моделей можно отнести, так называемые, блочные модели деформирования железобетона. Идея этих моделей заключается в том, что поле плиты с макротрещинами представляется состоящим из блоков, заключенных между смежными трещинами и связанных между собой сжатой зоной и растянутой арматурой. Перемещения в блоках считаются непрерывными /20/.
Идея расчета железобетонных конструкций с трещинами, как системы упругих блоков была высказана А.А. Гвоздевым /43/, а позднее реализована В.В. Беловым, П.И. Васильевым и Е.Н. Пересыпкиным применительно к внецентренно сжатым бетонным и железобетонным элементам /18,115/. Наиболее эффективно применение этих моделей в слабоармированных железобетонных элементах, а также элементах с единичными трещинами. При этом задача определения напряжений и деформаций рассматривается как контактная для смежных блоков с удовлетворением граничных условий по длине блока, учитывающих сцепление арматуры с бетоном, и по линии контакта между блоками, включающих особенность поля напряжений в вершине трещины.
Несмотря на то, что применение блочных моделей позволяет более детально описывать процессы деформирования в сечениях с трещинами, решение контактной задачи сцепления арматуры с бетоном в разрешающих уравнениях базируется здесь на эмпирических зависимостях для сил сцепления и значениях секущего модуля сцепления. Расстояние между трещинами определяется итерационным методом, используя в качестве начального приближения ту или иную интегральную модель деформирования, что естественно сказывается на их точности.
Рассмотрим третью, самую многочисленную, группу физических моделей железобетона - деформационных моделей. К первому направлению относятся модели, в которых рассматривается напряженно-деформированное состояние двухкомпонентного композитного материала в точке: отдельно для бетона и стали на основе использования их действительных диаграмм состояния. Построение физических уравнений для сечения или некоторого характерного элемента в этом случае производится, исходя из совместности деформирования железобетона, включающего бетон и сталь. При этом в зависимости от принимаемых расчетных диаграмм состояния учитывают упругое или упругопластическое деформирование железобетона. Вопросу разработки теории деформирования железобетона с трещинами как упругопластическому материалу посвящена работа Г.А. Гениева и Г.А Тюпина /45, 47, 48/. В ней были приняты следующие исходные предпосылки.
Определение жесткостных коэффициентов разрешающих уравнении
Для определения физико-механических характеристик бетона сборной и монолитных частей одновременно с образцами были изготовлены контрольные кубы и призмы размером 150x150x150 мм и 150x150x600 мм соответственно. Сопротивление бетона осевому сжатию Rb определялось при испытаниях бетонных призм согласно /54/. Начальный модуль упругости бетона определялся по опытной диаграмме при напряжениях, составляющих 0,2.
Испытание контрольных образцов осуществлялось на гидравлическом прессе ИПС-1000. Прочностные характеристики сталей определялись испытанием стержневой арматуры на стандартных образцах в соответствии с /55/. Было испытано по 6 образцов в виде отрезков стержневой арматуры длиной 600 мм на разрывной машине ГМС-50. Испытания проводились в лаборатории кафедры «Строительные конструкции и материалы» ОрелГТУ с учетом требований /57/. Опытные образцы испытывали на специальном стенде. Испытательный стенд состоял из следующих основных элементов (рис 3.5): двух массивных металлических опор в виде тумб, фермы, закрепленной анкерными болтами в силовом полу.
Для нагружения экспериментальных образцов использовалась механическая рычажная установка, которая состояла из рычага и распределительной системы, передающей на экспериментальный образец нагрузку в виде четырех сосредоточенных сил, одинаковых по величине. Передача нагрузки осуществлялась по следующей схеме. Вес штучных грузов (кирпичей) через рычаг передавался на верхнюю распределительную металлическую балку, затем на две нижние металлические балки, затем на 4 четыре деревянных бруса. При этом 12 деревянных подкладок обеспечивали передачу распределенной по площади нагрузки на испытываемую конструкцию. Согласно рис. 3.5., соотношение усилий в рычажной системе составило один к пяти.
Размещение контрольно-измерительных приборов соответствовало выполнению задач, решаемых в процессе экспериментальных исследований. Вертикальные перемещения (прогибы) в середине рабочего пролета и смятие опор измерялись индикаторами часового типа с ценой деления 0,01мм. Наличие сдвига между составными элементами опытных образцов выявлялось также с помощью индикаторов часового типа по рекомендациям /56/. Размещение индикаторов часового типа на испытательном стенде показано на рис.3.8.
Относительные деформации бетонов измерялись методом электротензометрии. В среднем сечении исследуемой конструкции были наклеены 18 тензодатчиков базой 50 мм. Для регистрации показаний тензодатчиков использовался цифровой тензометрический измеритель ЦТИ-1 с ценой деления 4-Ю"6 с четвертьмостовой схемой при одном активном тензорезисторе. Размещение первичных преобразователей на боковой, верхней и нижней поверхностях опытных образцов в среднем (наиболее напряженном) сечении их пролета показано на рис.3.7.
Нагрузку прикладывали поэтапно ступенями по 0,1 от контрольной нагрузки по несущей способности, доводя опытные образцы до разрушения. Этап нагружения соответствовал Р=2 кН. При этом до появления трещин конструкцию выдерживали под нагрузкой не менее 10 минут. В момент образования трещин и до разрушения опытного образца время выдержки под нагрузкой увеличивали до 30 минут.
Во время выдержки под нагрузкой производился тщательный осмотр поверхности конструкции, и фиксировались величина нагрузки, появление и характер развития трещин, результаты измерений по приборам, ширина раскрытия трещин. Образование трещин контролировалось визуально, а ширина раскрытия трещин измерялась с помощью микроскопа МПБ-2. Данные показатели фиксировались в начале и в конце каждой выдержки.
После 13-го этапа для образцов П-0-1, П-0-2 и 15-го этапа соответственно для образцов П-1-1, П-1-2 в процессе нагружения приходилось непрерывно контролировать работу индикаторов И5, И6, чтобы производить их перестановку при исчерпании хода измерительного штока. Общее количество этапов нагружения до момента разрушения составило: для серии П-0 — 14, для П-1 — 19. Опытные образцы серий П-0 и П-1 в процессе нагружения вели себя следующим образом. При испытании образцов серии П-0 при нагрузке Р=20 кН образовалась первая видимая трещина шириной раскрытия на нижней грани 0,05 мм. По мере увеличения нагрузки в обоих образцах появлялись новые нормальные трещины по длине составной конструкции в направлении от середины пролета к опорам, а все ранее появившиеся трещины прогрессировали как по ширине раскрытия, так и по высоте, распространяясь вверх по сечению. В процессе испытаний наклонных трещин и расслоений по контакту элементов Ш и Б1 обнаружено не было. Прогибы опытных образцов до этапа образования трещин были незначительными, а по мере развития процесса трещинообразования рост прогибов на каждой ступени значительно увеличивался. Нагрузка, предшествующая разрушению, составила Р=56 кН. Разрушение образцов произошло по нормальному сечению, вследствие текучести рабочей арматуры с последующим ее обрывом (рис. 3.9). Так же следует отметить, что раздробление бетона сжатой зоны зафиксировано не было, поскольку при исчерпании несущей способности образовывалась трещина по шву контакта элементов Ш и Б1в средней трети пролета испытанных образцов, где отсутствовали хомуты поперечной арматуры (см. рис. 3.3). Указанная трещина по шву сопряжения бетонов образовалась только после обрыва нижней растянутой арматуры, то есть ее появление связано с динамическим сдвигом между Ш и Б1 в процессе разрушения нормального сечения.
Характер разрушения опытных образцов перекрытий
С целью проверки корректности применения предложений, рассмотренных в главе 2, к комбинированным монолитным перекрытиям; и для изучения процессов их деформирования были осуществлены численные исследования с использованием общей расчетной модели квазисплошного тела для железобетона с трещинами /16, 50, 51/.
Развиваемую в данной работе методику необходимо апробировать путем сопоставления результатов расчета по разработанной программе "OTSEK" для определения несущей способности и деформативности исследуемой конструкции с экспериментальными данными. В качестве таковых были использованы результаты экспериментальных исследований автора и результаты работы /14/, в которой рассматривался фрагмент сборно-монолитного балочного преднапряженного перекрытия. Сравнение результатов численных исследований и экспериментальных данных позволит дать оценку эффективности рассматриваемой методики.
Для определения эффективности применяемой методики в качестве сравнения были использованы: результаты расчета фрагмента составного перекрытия методом сосредоточенных деформаций (МСД) /14/, расчет по несущей способности и по прогибам на основе норм /138/. В качестве расчетной схемы для численных исследований принят регулярно повторяющийся фрагмент сборно-монолитной плиты перекрытия (рис. 4.6.). Исходя из геометрических параметров расчетного отсека, считается, что фрагмент работает по балочной схеме. Расчетная модель поперечного расчетного сечения фрагмента сборно-монолитного перекрытия представлена на рис.4.7. Согласно (рис.4.8, 4.9), рост прогибов продольной оси элемента на первом этапе нагружения связан с упругой и упругопластичной работой материалов. Анализируя полученный в результате расчета характер образования и раскрытия трещин в элементах составного сечения конструкции, следует отметить, что первые трещины в сборной балке серии П-0 зафиксированы между седьмой и восьмой ступенями загружения при нагрузке Р=16-20 кН, что примерно совпадает с опытными данными. При этом происходит резкий скачок численных значений прогибов. Согласно численным исследованиям первые трещины образцов серии П-1 появились при нагрузке Р=16 кН. Нагрузка, предшествующая разрушению конструкции, определенная с помощью численного исследования аналогична опытной и составляет: Р=56 кН для серии П-0 и Р=58 кН для серии П-1. В дальнейшем происходит разрушение фрагмента комбинированного монолитного перекрытия из-за разрыва рабочей арматуры. Рассматривая расчетные значения прогибов фрагмента комбинированного монолитного перекрытия (рис. 4.8, 4.9), можно отметить, что их качественный характер идентичен качественной картине опытных образцов. При анализе результатов численных исследований и сопоставлении опытных и расчетных значений прогибов рассматриваемой конструкции сделана оценка эффективности использованной методики, примененной конкретно к комбинированному монолитному перекрытию.
Рассматривая таблицы 4.1, 4.2, следует отметить расхождение между опытными и теоретическими значениями прогибов. Максимальное отклонение при определении прогибов с учетом податливости шва сдвига составляет 37 %, что достаточно приемлемо. При расчете по нормам /138/ максимальные отклонения соответственно составляют 81 %. Процент среднеарифметического отклонения при расчете прогибов с учетом сдвига составных элементов перекрытия составляет 19 %. На основе норм /138/: 43 %.
Также для определения эффективности разработанной методики было произведено сравнение результатов расчетов несущей способности и деформативности экспериментальных образцов комбинированного монолитного перекрытия, описанных в главе 3, с использованием: рассмотренной выше программы «OTSEIC» и программы, основанной на деформационной расчетной модели в варианте А.И. Никулина/103/. Исходя из принятых в работе А.И. Никулина /103/ основных гипотез и допущений, представляется необходимым построить алгоритм для определения несущей способности и деформативности комбинированных монолитных железобетонных конструкций составного сечения рассматриваемого типа.
Сопоставление опытных и расчетных данных других авторов
В экспериментальной части работы М. К. Баргути /14/ подвергались испытанию два образца — сборно-монолитные плиты перекрытий с преднапряженными балками и включениями из полистирола (П-1 и П-2).
Образцы П-1 и П-2 проектировались с одинаковыми геометрическими характеристиками; армированием и физико-механическими характеристиками материала.
Пролет образцов — 3,8 м, сечение плит П-1 и П-2 имело двутавровое очертание, состоящее из бетона сборного элемента и монолитного бетона. Сборная часть элемента П-1 представляла собой преднапряженную балку таврового сечения, ориентированную полкой вниз. Балка имела следующие геометрические характеристики: пролёт 3800 м; высота сечения — 170 мм; высота полки — 40 мм; ширина полки — 160 мм; толщина стенки — 90 мм. Напрягаемой арматурой служила высокопрочная арматура класса Ат-VI диаметром 10 мм. Балка армировалась пространственным каркасом из арматуры класса Вр-1 диаметром 5 мм (рис. 4.10). Поперечная арматура каркаса выступала за пределы сечения сборной части для обеспечения связи "старого" и "нового" бетонов (рис. 4.10) Сборная часть проектировалась из тяжёлого бетона класса В35. Монолитный бетон принят класса В24 для образца П-1 и В30 — для П-2, ширина полки — 600 мм, высота — 50 мм. Полку монолитного бетона усиливали сеткой из арматуры класса Вр-1 диаметром 5 мм (рис 4.10). Приопорные участки для восприятия усилия обжатия усиливались сетками из арматуры Вр-1 шагом 35 мм, объединенными в пространственный каркас арматурными стержнями класса Вр-1 диаметром 5 мм. Укладка бетонной смеси в опалубочную форму производилась с вибрированием. В качестве исходных материалов были приняты: портландцемент марки 500, мелкий заполнитель — кварцевый песок, крупный заполнитель — щебень фракции 5... 15 мм, водоцементное отношение (В/Ц)=0,6. Опытные образцы изготавливались в следующей последовательности. Вначале изготавливались преднапряженные балки таврового сечения, затем они омонличивались. Перед бетонированием устанавливалась ненапрягаемая и напрягаемая арматура в проектное положение. Натяжение арматуры производилось механическим способом на упоры стенда. Вначале арматуру натягивали до контролируемой величины и выдерживали ее 7 суток до проявления потерь от релаксации. Твердение бетона проходило в естественных температурно-влажностных условиях с соблюдением требований по уходу за ним. Время выдержки составило 28 суток. К сборным балкам с боков был приставлен полистирол, необходимой конфигурации (рис 4.10) верхняя грань балки и опорного вкладыша из полистирола находятся на одном уровне. Перед бетонированием монолитной части по верху конструкции в проектное положение устанавливалась сетка. Нагрузка прикладывалась в виде четырех сосредоточенных сил (рис. 4.10) ступенями по 1Кн. После каждого этапа загружения давалась выдержка во времени 10-15 мин. За это время производился осмотр образца, и снимались отсчеты по приборам. Испытания опытных образцов производились в лаборатории кафедры железобетонных конструкций МИСИ им. В. В. Куйбышева. Вертикальные перемещения конструкции измерялись прогибомером Максимова с ценой деления ОД мм (рис. 4.11) В качестве измерителя деформаций применялся СИИТ. По результатам испытания контрольных образцов в виде кубов 150x150x150 мм и призм 150x150x600 мм, были определены основные физико-механические характеристики бетонов сборной и монолитных частей конструкции (см. табл. 4.3). Также были определены прочностные характеристики сталей испытанием стержневой арматуры на стандартных образцах (см. табл. 4.4). Конечный результат расчета перекрытия, исследованного в работе /14/, определяется в виде суммы перемещений (внутренних усилий) поперечного сечения от внешней вертикальной нагрузки и от усилия предварительного напряжения. Первые трещины в сборной преднапряженной балке зафиксированы между седьмой и восьмой ступенями загружения при нагрузке Р=7-8 кН, Нагрузка, предшествующая разрушению конструкции, определенная с помощью численного исследования составляет Р=11 кН. Разрушение сборно-монолитного перекрытия происходит из-за разрыва продольной арматуры с последующим раздроблением бетона сжатой зоны.
