автореферат диссертации по строительству, 05.23.01, диссертация на тему:Плиты перекрытий без контурного армирования и стены, опираемые дискретно на оголовки свай, для крупнопанельных жилых зданий

Центральный научно-исследовательский и проектный институт индивидуального и экспериментального проектирования жилища (ЦНИИЭП жилища).

На правах рукописи

ШАБЫНИН АНДРЕЙ ИВАНОВИЧ

УДК 624.073.1/132:042.6:04.681.3

ПЛИТЫ ПЕРЕКРЫТИЙ БЕЗ КОНТУРНОГО АРМИРОВАНИЯ И СТЕНЫ, ОПИРАЕМЫЕ ДИСКРЕТНО НА ОГОЛОВКИ СВАЙ, ДЛЯ КРУПНОПАНЕЛЬНЫХ ЖИЛЫХ ЗДАНИЙ.

Специальность 05.23.01 - Строительные конструкции, здания и сооружения

АВТОРЕФЕРАТ

диссертации на соискание учёной степени кандидата технических наук

Москва - 1996 г.

Работа выполнена в Центральном научно-исследовательском и проектом институте индивидуального и экспериментального проектирования жшшща (ЦНИИЭП жилища).

Научный руководитель -

Официальные оппоненты:

доктор технических наук B.C. Зырянов.

доктор технических наук, профессор H.A. Маркаров,

кандидат технических наук, старший научный сотрудник Ю.П. Дронов.

Ведущая организация — ЦНИИСК им. В.А. Кучеренко.

Защита состоится п 1996 г. в/¿^часов на заседании

диссертационного совета К. 033. 14. 01 в Центральном научно-исследовательском и проектном институте индивидуального и экспериментального проектирования жилища (ЦНИИЭП жилшца) по адресу: 127434, Москва, Дмитровское шоссе, д. 9, корп. "Б".

С диссертацией можно ознакомиться в научно-методическом фонде ЦНИИЭП жилища.

Автореферат разослан 1996 г.

Учёный секретарь диссфтационного совета, кандидат технических наук,

старший научный сотрудник: Т.К. Данилина

-3-Ввсдение.

Значительная часть крупнопанельных зданий по инженерно-геологическим и экономическим соображениям возводотся на свайных безростверковых фундаментах. В этом случае плиты перекрытая цокольного этажа опираются непосредственно на оголовки сван. Расстояния между которыми, в зависимости от проектных решений, колеблются в пределах от 0,9 м до 2 м. По контуру она пригружены внутренними стенами. Очевидно, что работа такого узла цокольных конструкций имеет некоторые особенности. "Руководством по проектированию и строительству крупнопанельных жилых домов на безростверковых свайных фундаментах. - М.: Стройиздат, 1979" рекомендуется рассматривать его как составное тавровое сечение, состоящее из нижней части стеновой панели первого этажа и примыкающих краевых участков цокольных плит, общей шириной равной ширине оголовка.

Предполагается, что в пролёте между сваями в этом сечении действует растягивающее усилие горизонтального направления. Для восприятия этого усилия "Руководством" рекомендуется устанавливать дополнительную арматуру по контуру плиты либо в нижней части стеновой панели. Такой подход приводит к повышению расхода стали в цокольных конструкциях по сравнению с рядовыми и увеличению номенклатуры изделий.

Проводившиеся ранее у нас в стране исследования работы цокольных конструкций, опираемых дискретно на оголовка свай, не совсем точно отражали действительную работу плит. & частности, имелось несоответствие в экспериментальных исследованиях плит проектным условиям на контуре, а также слишком большие шага свай — до 2,85 м. Исчерпывающих исследований рядовых внутренних стеновых панелей, дискретно опираемых на оголовки свай, не проводилось.

Актуальность работы обусловлена потребностью домостроительных комбинатов в унификации дискретно опираемых на оголовки свай плит перекрытий и стен с рядовыми конструкциями и недостаточной изученностью характера их работы.

Целью диссертация является изучение напряжённо-деформированного состояния

плат перекрытий с учетом защемления и стен, дискретно опираемых на оголовки свай, в упруго-пластической стадии, совершенствование методов их расчёта, снижение расхода стали и унификация дискретно опираемых плит и стен с рядовыми конструкциями.

На защиту выносятся следующие основные научные результаты:

— предложения об отказе от контурного армирования плит перекрытий, опираемых дискретно на оголовки свай при шагах, не превышающих 2 м, и их унификация с рядовыми междуэтажными плитами крупнопанельных зданий;

— величины расчетных пролетов плит перекрытий, опираемых дисхретно по контуру на оголовки свай, следует принимать, учитывая защемление плит в платформенных стыках, равными расстоянию в свету между оголовками;

—расчётную схему плит при определении несущей способности следует варьировать в зависимости от относительной гибкостиу=4/Н; при •( > 25 рекомендуется рассматривать их как шарнирно опёртые с растянутыми связями на контуре; при 7 й 25 учитывать влияние распора;

— метод ика проведения экспериментальных исследований плит, дисхретно опираемых на оголовка свай, включая конструкцию специального стенда, имитирующего дискретность опирания и защемление плит по контуру в платформенных стыках;

— уточнённая картина напряжённо-деформированного состояния многопролётной -железобетонной балки-стенки в неупругой стадии работы, выявляющая возможность применения дискретно опираемых рядовых панелей внутренних стен без дополнительного армирования дня крупнопанельных зданий высотой 12 и более этажей при шагах свай до 2-хм.

Достоверность полученных результатов обеспечивается проведенными экспериментальными и расчётно-теореггичесхими исследованиями плит перекрытий и стен, опираемых дискретно на оголовки свай.

Научная новизна заключается в том, что установлена зависимость несущей способности плит с дискретным и сплошным опиранием по контуру от граничных условий, вели-

чины расчётного пролёта и относительной гибкости при расчёте плит с учётом пространственного характера их работы; выявлена закономерность влияния стадии работы и уровня нагрузки дисхрегно опираемой железобетонной батки-степки на величины напряжений, и деформаций в бетоне и арматуре стеновой панели, а также её перемещения.

Практическое значение состонтв том, что для случая свайного основания при шагах свай, не превышающих. 2 м, использование полученных результатов позволит отказаться от контурного армирования цокольных плит и дополнительного армирования внутренних стеновых панелей. Практически вдвое снизятся номенклатура плит, выпускаемых домостроительными комбинатами. Экономия арматурной стали на перекрытия цокольного этажа составит 0,7 хг/м2 или 15 %.

Внедрение результатов осуществлено в 1995 г. на заводе крупнопанельного домостроения в г. Брянске путём отказа от установки контурного армирования в цокольных тактах перекрытий.

Апробация работы. Основные положения диссертации доложены на международном симпозиуме "Расчёт и оптимальное проектирование строительных конструкций", состоявшемся 22-25 мая 1996 г. в государственном техническом университете в г. Владимире, опубликованы 2 статьи в журнале "Жилищное строительство".

Объем и структура диссертации. Диссертация состоит из введения, 5 глав, общих выводов и рекомендаций, списка литературы из 130 наименований и приложений, содержит 90 страниц текста, 22 таблицы, 46 рисунков, 6 фотографий. Общий объем 142 страницы. Работа выполнена в центральном научно-исследовательском и проектном институте индивидуального и экспериментального проектирования жилища (ЦНИИЭП жилища).

СОДЕРЖАНИЕ РАБОТЫ

Во введении изложена актуальность исследуемой проблемы.

В первой главе приводится обзор экспериментальных и теоретических исследований конструкций цокольного этажа — плит и балок-стенок, дискретно опираемых на оголовки свай.

На этапе внедрения в практику строительства безростверковых свайных фундаментов проводились экспериментально-теоретические исследования плит перекрытий, опираемых на оголовки свай. Анализ работ, выполненных Ю.В. Барковым, B.C. Васильковым, Ю.П. Дроновым, В.Ф. Захаровым, Г.Н. Макаровым, Б.В. Сендеровым, показал, что во всех проведённых экспериментах имелось несоответствие проектным условиям на контуре плит: все опытные дискретно опираемые плиты не имели защемления по контуру, а в некоторых случаях они опирались на подвижные шарниры. Кроме того, шаг свай 2,85 м был слишком большой, не применяемый в современных панельных зданиях. Вследствие этих причин разрушение происходило в коротком направлении поперёк плит. На основе полученных результатов рекомендовалось устанавливать дополнительное контурное армирование. При распространённых в настоящее время в крупнопанельном домостроении шагах свай до 2 м и действительных краевых условиях, когда плита пригружена внутренними стенами, этот вывод вызывал сомнение.

Имеется рад экспериментальных исследований, показывающих, что отдельная бал-ка-сгеака, опираемая дискретно, может нести значительные нагрузки. Л.Г. Гендельман, В.Ф. Захаров, Л.Ф. Киселёва, Н.В. Преображенская испытывали применяемые в 9-ти этажных крупнопанельных домах серии 121Т цокольные панели с проёмами для инженерных сетей, опёртые на оголовки свай, длиной 5,6 м, высотой 1,83 м, толлщной 14 см. Результаты испытаний показали, что прочность цокольных панелей с проёмами определяется прочностью опорных зон и перемычкой дверного проёма, где появляются трещины. При проектном классе бетона В15 во всех цокольных панелях разрушения в пролётных зонах не наблюдалось.

Аналогичный эксперимент провели З.В. Бабичев, A.A. Назарова, М.М. Тазиев. Их опыты показали, что несмотря на образование трещин в пролёте, разрушение панелей происходило в результате смятия опорных зон. Экспериментально-теоретические исследования работы балок-стенок выполнялись также Ю.Ф. Бирулиным, Л.Ф. Келешевой, Б .А. Колтынюхом, B.C. Коровкиным, А.К. Мхртумяном, Г.Т. Мощевитиным,

Н.Б. Росинским, Б.Б. Шлялиным и другими. Следует отметить оптические опыты в поляризованном свете на одно- и многопролётных стеклянных пластинах немецкого инженера Г. Баз. Проведённый анализ исследований стеновых панелей, опираемых дискретно на оголовки свай, показывает, что при определённых условиях их прочность вполне достаточна для восприятия нагрузки в крупнопанельных зданиях высотой до 9-ти и более этажей без устройства монолитного ростверка и учёта работы краевых участков цокольных плит перекрытий.

Изучение состояния вопроса выявило противоречие в подходе к оценке работы цокольных конструкций с дискретным опиранием. В одних случаях считалось, что несущей способности стены достаточно, чтобы воспринять действующие в 9-ти этажных зданиях нагрузки, в других рекомендовалось усиливать плиту цокольного перекрытия дополнительной контурной арматурой, воспринимающей часть растягивающих напряжений в опираемой на неё стеновой панели. С целью разрешения этого противоречия предстояло уточнить напряжённо-деформированное состояние плит перекрытий и стеновых панелей, опираемых дискретно на оголовки сзай.

Во второй главе приведены результаты выполненных автором экспериментальных исследований плит перекрытий, дискретно опираемых по контуру на оголовки свай, с защемлением краёв плит, имитирующим прижатие внутренними стенами.

В ходе проведения экспериментов решались следующие задачи:

— изучение особенностей трещинообразования. деформативности и характера разрушения плит перекрытий, опираемых дискретно по контуру на оголовки свай, с учётом их защемления в платформенном стыке;

— выявление возможных отличий работы плит, дискретно опираемых по контуру на оголовки свай и рядовых плит междуэтажных перекрытий, имеющих сплошное контурное опкрание;

— обоснование возможности отказа от дополнительного контурного армирования дискретно опираемых цокольных плит при наиболее распространённых в проектной прак-

тике шагах свай, не превышающих 2 м;

— изучение работы краевой пролётной области плиты.

Прототипами доя опытных плит послужили сплошные плиты перекрытий размерами 3,6x6 м, толщиной 160 и 100 мм многоэтажных панельных зданий, максимальный шаг свай в которых обычно не превосходит 2 м. Опытные образцы плит изготавливались в 1/2 натуральной величины и армировались только нижней сеткой. Коэффициенты армирования опытных образцов принимались равными коэффициентам армирования плит-прототипов. ,

Были изготовлены две серии плнт ло два одинаковых образца в каждой (табл. 1). Для первой серии аналогом послужили плиты толщиной 160 мм, а для второй 100 мм.

Для определения физико-механических характеристик материалов изготавливались и испьгтывались бетонные кубы и призмы, а также образцы арматуры. Результаты испытаний приведены в табл. 2, 3.

Специально для проведения экспериментальных исследований был спроектирован и изготовлен стенд. Его конструкция позволяла осуществить дискретность опирания плит по контуру с учётом работы платформенного стыка. С помощью прижимной рамы, системы траверс и анкерных болтов имитировалось прижатие краёв плит на опоре стенами.

В процессе испытания контролировалось напряжённо-деформированное состояние конструкции. Для наблюдения за прогибами была установлена сеть ггрогибомеров. Величина защемления на опоре контролировалась с помощью тензометров Гугенбергера. За работой опорного узла наблюдения ведись с помощью индикаторов. Нагружение плит осуществлялось чугунными грузами массой 20 кг. Ступени нагружения имели значение 0,44 кПа, и составляли приблизительно 3,6 % от предполагаемой разрушающей нагрузки • 12 кПа. Наблюдения за процессом трещинообразования велись на нижней и верхней поверхностях плиты с помощью микроскопа МПЕ-2 с ценой деления 0,05 мм. На верхней поверхности трещины фиксировались при их появлении и далее через 2-3 этапа, а на нижней поверхности на каждом этапе нагружения. В результате довольно подробно был изучен

Конструктивные характеристики плит.

Таблица 1.

Расчетные Арматура Процент армирования, % Собствен-

Опнраине Размеры, пролеты короткого|длшшого короткого длинного ный вес

шя Плита по 1-Н /11 Г= ¡1 /Л направления № Щ+Ш. 1м2

контуру 1.|Х1.!Х11, м м м 0; класс; шаг, мм; ХЛэ, мм2 направления, 2 плиты, кПа

П-1 дискретное 3x1,8x0,08 1-,7б* 1,5** 2,96* 2,81*" 1,68* 1,87** 22* 18,75* 14 0 4Вр-1 шаг 220 7 0 ЗВ-1 шаг 290

I П-2 сплошное 1,76* 1,72** 2,96* 2,92" 1,68* 1,7** 22* 21,5** 164,78 47,32 0,069 0,039 0,054 1,09

II П-3 дискретное 3x1,8x0,065 1,76* 1,5** 2,96* 2,81** 1,68* 1,87** 27* 23,1** 15 0 4Вр-1 5 0 4Вр-1 0,074 0,041 0,057 1,32

П-4 сплошное 1,76* 1,72** 2,96* 2,92*" 1,68* 1,7** 27* 26,5** шаг 200 176,55 шаг 400 58,85

Примечание: * — значения приведены для расчётных пролётов "в осях";

** — значения приведены для расчётных пролётов "в свету".

Таблица 2.

Физико-механические характеристики бетона.

Серия Плита Кубиковая прочность Яь, МПа Прочность на осевое растяжение . В-ы, МПа Начальный модуль упругости ЕЬ\Ш, МПа Объёмная масса бетона, кг/м3

I П-1 П-2 15 1,57 11,47 1395

II П-3 П-4 8,8 1,12 14,99 2071

Таблица 3.

Физико-механические характеристики арматуры

Диаметр, м.м; класс Условный предел текучести ао,1, МПа Временное сопротивление разрыву Ста, МПа Модуль упругости Е, х 10'5, МПа

0 4 Вр-1 607 651 2,21

0 3В-1 677 789 2,06

процесс образования и развития трещин вплоть до разрушения.

Каждая серия испытаний состояла из двух плит: основного образца (П-1, П-3), опираемого дискретно на оголовки свай, и контрольного (П-2, П-4), имевшего сплошное опи-рание по контуру (см. табл. 1). На рис. 1 приведены схемы трещинообразования на верхней и нижней поверхностях плит. На верхней поверхности трещины образовывались по периметру плиты на уровне внутренней грани опоры. На нижней поверхности образование

П-2

¿¿я ¿/у/ А/

МО. 401 у 3000

%

п-з

с Л к, ] Н ' 1 \

ООО

о о V гг / т ( 1 т ^ V

600 1 900 900 800

3000

]. ООО ]. эоо 600

П-4

7 ' 1

X

М

Рис. 1. Схемы трещинообразования в плитах

а-па нижней поверхности; б-на верхней поверхности

трещия шло по всему полю шипы, при этом прослеживалась определённая закономерность. Схемы трещияообразования основных и контрольных образцов имеют сходный конвергообразный характер, отличаясь лишь интенсивностью трещин по линиям излома, а также шириной их раскрытия.

Анализ зависимостей нагрузка-прогиб дли каждой серии плит показал, что дискретность опорного контура не оказывает существенного влияния на величину прогиба. Плиты с дискретным и сплошным опиранием имеют почти идентичные зависимости нагрузка-прогиб, что видно на рис. 2. Некоторое отличие состоит в том, что кривые для плит со сплошным опиранием по контуру расположены ниже, чем для плит, опираемых дискретно на опорные оголовка. Это можно объяснить отличием величин расчетных пролётов. У плит, опираемых на оголовки, он несколько меньше, чем у плит, имеющих сплошное опирание по контуру.

В процессе испытания плит первой серии производились наблюдения за деформа-тивностью растворных швов, как верхних, расположенных между прижимной рамой и плитой, так и нижних, расположенных между пш-■ ,;й и опорными оголовками — для плиты П-1, а также между плитой и опорной рамой — для плиты П-2. По результатам этих наблюдений на рис. 3, 4 построены графики деформаций растворных швов: верхнего и нижнего — попарно. Анализируя их, можно заметить различия в работе опорного узла дискретно опираемой плиты П-1 и контрольного образца П-2 со сплошным опиранием по ' контуру. Так для плиты П-1, опираемой по контуру на оголовки свай, нижний растворный шов почти не испытывал деформаций в процессе загр ужения плиты (рис. 3). Максимальная деформация верхнего растворного шва между плитой и прижимной рамой составляла 0,02-0,03 мм, то есть поворота опорного сечения почти не происходило.

Напротив, для плиты П-2, имевшей сплошное опирание по контуру, можно проследить закономерность развития деформаций растворных швов на опорах (рис. 4). Здесь видно, что несмотря на защемление плиты П-2 по контуру, на опоре происходили пропорциональные деформации верхнего и нижнего растворных швов, различаясь между собой, в

Рис. 2. Зависмости нагрузка-прогиб в центре образцов а - плиты П-1, П-2; б - плиты П-3, П-4

-11,01

Рис. 3. Деформации растворных швов по длинной стороне плиты П-1, оперто» дискретно на оголовки свай а - на ближнем к торцу оголовке; б - на среднем оголовке;

— нижний шов; -Ф— верхний шов;

Я» - нагрузка от собственного веса плиты

Рнс. 4. Деформации растворных швов по длинной

стороне плиты П-2, опёртой на сплошной контур а - под средней прижимной траверсой; б - под крайней прижимной траверсой

— нижний шов ; -в--верхний шов

qw - нагрузка от собственного веса плиты

основном, лишь по знаку. Максимальная величина деформаций достигала 0,2 мм, то есть происходил поворот плиты на опоре. Здесь видно, что ширина оголовка значительно влияет на деформатианость опорного узла. При прочих равных условиях поворота на опорном оголовке практически не происходит, что ведёт к уменьшению расчётного пролёта и, как следствие, поповышает жёсткость плит.

Проведённые эксперименты показали, что характер разрушения дискретно опираемых плит практически аналогичен разрушению плит со сплошным опиранием по контуру.

Нагружение шпгг прекращалось при полном образовании механизма разрушения, когда начинал происходить непрерывный рост деформаций и плиты "садились" на страховочные балки. Величина прогибов достигала при этом приблизительно 1/33—1/35 короткого пролёта, а ширина раскрытия нижних трещин составляла: продольных 1,7-3,9 мм, угловых-0,4—1,7 мм; верхних надопорных: продольных - 1,5-3 мм, поперечных -0,5-1,5 мм. В то же время в промежутках между оголовками свай трещины не обнаруживались, более того, по данным измерений деформации в зоне растяжения не превышали 0,5 от предельной величины растяжимости бетона.

Таким образом, к этому моменту полностью выявлялся механизм разрушения плит и было правомерно анализировать их работу как плит, опираемых по непрерывному сплошному контуру.

В третьей глипе приводятся теоретические предпосылки и результаты анализа испытанных образцов плит.

Для теоретической оценки напряжённо-деформированного состояния железобетонных плит, опираемых по контуру, в настоящий момент возможно использование ряда способов. Так, до образования трещин для расчёта плит и пластин применимы методы теории упругости. При больших нагрузках более целесообразно применение методов, основанных на теории предельного равновесия. Перспективным, при наличии программного обеспечения и ЭВМ, является метод, основанный на теории деформирования железобетона с трещинами, требующий определённой доработки.

Изучению работы плит перекрытий, опираемых по контуру, посвящены работы А.А. Гвоздева, A.M. Дубинского, JI.H. Зайцева, B.C. Зырянова, Н.И. Карпенко, А.Н. Королёва, С.М. Крылова, Я.Д.Лившица, В.И. Мурашёва, М.М. Онищенко, Е.А. Палатни-кова, А.Р. Ржаницына и других.

Наиболее важной задачей теоретического анализа являлось изучение несущей способности плит и выбор наиболее эффективного и в то же время достаточно простого метода для её оценки. Так как в опытах удалось выявить чёткий механизм разрушения плит, то правомерно было применить для анализа кинематический способ метода предельного равновесия.

Вначале этот метод был применён в его "классическом" виде. Предельное значение несущей способности в этом случае определяется по формуле

24(М,+М:)

4(31:-I,) ' < }

Ч=ЪА--.- 0

где _

(3)

Rs„ Лsl— расчётные сопротивления и площадь сечения арматуры в коротком направлении; RS2, AS2 —то же в длинном направлении;z2— плечи внутренних усилий короткого и длинного направлений.

Анализ показал, что в этом случае теоретические значения несущей способности получились значительно меньше опытных— в 1,73 раза для плит серии I и в 1,43 раза для плит серии II (в среднем в 1,58 раза), что видно из табл. 4. То есть расчёт "классическим" методом преданного равновесия приводит к слишком большой недооценке несущей способности плит по прочности, в среднем для всех плит порядка 60 %, что нельзя считать удовлетворительным.

Далее теоретическая разрушающая на1рузка была определена по методу, разработанному B.C. Зыряновым, с учётом пространственной работы плит, то есть использовался метод предельного равновесия, учитывающий деформированную схему работы плит при свободном опирании. Расчётная схема показана на рис. 5. При этом варьировались

Таблица 4.

Результаты анализа несущей способности плит При свободном огшрпппи.

Серия Плита Варианты пролётов Экспериментальные значения Теоретические значения и анализ

(А J и/ ММ Л /.; при расчётной схеме

пеяефоршфовашюй деформированной

ехр С1 кПа /; мм л кПа гхр я., Г «»Л Чи! 1 Чы кПа ехр <1 111 ( „Л« <7. /й ш

л 4« л

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

I П-! "в свету" 18,43 50 26,2 1,56 14,4 1,28 1,5 15,99 1,15 1,29

П-2 "в свеггу" 17,64 50 34,5 1,45 10,83 1,63 12,38 1,42

"в осях" 36 1,38 10,2 1,73 1,58 11,76 1,5 1,36

И П-4 "в осях" 11,90 51 42,4 1,2 8,3 1,43 9,7 1,22

"а свегу" 40,5 1,26 8,76 1,35 1.3 10,16 1,17 1,12 .

П-3 "в свету" 13,73 50 31 1,3 11,7 1,17 12,93 1,06

Рис. 5. Расчетная схема свободно опертой по контуру плиты с жесткими в своеМ плоскости дисками

а — кинематические условия; б — статические условия

величинь1 расчётных пролётов: "в осях" и "в свету". Гибкость плит в своей плоскости на основе результатов исследований Б.Ж. Давранова не учитывалась.

Основное уравнение для определения теоретической несущей способности плит в этом оучае имеет вид

24<%,,2Г2-Ш12) 4 if (31,-и q" 1'

где Mn=RsrAsirzw (5)

= ^ ■ ■ -,2 + Rs: ■ А„ ' -":). (6)

где Asm, Asiz, As2, Rsi, Rs2 площади и расчётные сопротивления арматуры (см. рис. 5). Входящие в выражения (5), (6) плечи внутренних усилий равны:

^ =лш+/«/-''< = +OS-fa-= (7)

гдeh01, рабочие высоты сечений,/^-предельный прогиб, г-расстояние от верха недеформированной плиты до центра тяжести сжатого бетона, равное

х - высота сжатых зон в угловых сечениях деформированной плиты

В первом варианте определения теоретических значений несущей способности образцов плит расчётные пролёты принимались "в осях" опор. При этом теоретические значения предельной нагрузки несколько приблизились к экспериментальным значениям, что видно из табл. 4. Хотя и в этом случае они были в среднем на 36 % меньше опытных.

Анализ образования трещин показал, что при испытаниях образцов плит образовались надопорные контурные трещины (см. рис. 1), проходившие по границам опор. Наличие таких трещин изменяет расчётную схему плиты. Пока их нет, следует рассматривать наши плиты как защемлённые по контуру упругие пластины. Образовавшиеся же по всему

периметру верхней поверхности иадопорные трещины образуют шарниры, что даёт основание рассматривать шпггу как шарнирно опёртую с пролётами, равными расстоянию между шарнирами, а так как трещины проходили почти по внутренним граням опор, то пролёты можно считать равными расстоянию "в свету" между опорами.

Результаты расчёта образцов плит с уточнёнными величинами пролётов - "в свету" представлены в табл. 4. Анализируя их, мы видим, что в этом случае теоретические значения несущей способности приблизились к экспериментальным и более точно отражали действительное поведение плит. Так, для недеформпрованной расчётной схемы с пролётами "в осях" отношение (я"*л I с!*ш)* для плит серии I (П-1, П-2) равнялось 1,5, для плит серии II (П-3, П-4) — 1,3. При расчёте с уточнёнными расчётными пролётами ("в свету") для деформированной схемы отношение (д"р„1 / д"1^] составило для плит первой серии: П-1 — 1,15, П-2 — 1,42 (среднее-1,29); для плит второй серии: П-3 — 1,06, П-4— 1,17 (среднее-1,12). Одновременно выявилось довольно значительное отличие отношений (ч'"'^! ч'кы)ер между плитами первой и второй серий - 1,29 против 1,12 (см. табл. 4.).

Если признать точность определения д"'^ для плит второй серии П-3 - б %, П-4 -17 % (среднее - 12%) удовлетворительной, то точность определения д'ни1 для плит первой серии П-1 — 15 %, П-2 — 42 % (среднее - 29 %) удовлетворительна не вполне. В связи с этим были приняты в расчёт действительные краевые условия плит - защемление в платформенных стыках.

Влияние окружающих конструкций может проявляться двояко, то есть на контуре возможно либо растяжение связей с возникновением эффекта растянутой мембраны, либо сжатие, вызывающее распор.

В первом из этих случаев плиты, работающие в основном как изгибаемые в двух направлениях пластины, при критических нагрузках могут испытывать влияние мембранного эффекта. Основное уравнение для этого случая по форме аналогично выражению (4), особенностью же является то, что усилия в связях включаются в уравнения вычисления параметров сжатых зон

' Я,-/,

где Л'«' - равнодействующие усилий в связях по длинной и короткой стороне.

Ввиду несущественного изгиба треугольных дисков в их плоскости N¡.^-N¿¡=0, а при симметричных условиях по длинным сторонам на контуре ЛЯС1 = 2ЫС, (см. рис. 3.7,в) уравнение (10) примет вид

Определив высоту сжатой зоны, далее находим расстояние от верха недеформиро-ванной плиты до центра тяжести сжатого бетона по формуле (8), плечи внутренних сил по формулам (7), а несущую способность по формуле (4).

Для всех без исключения плит теоретические значения несущей способности с учёты мембранного эффекта оказались ближе к опытным (см. табл. 5, столбцы 5, 6), чем полученные ранее значения предельной теоретической нагрузки при свободном опирании (см. табл. 4, столбцы 10, 13).

Таким образом, учёт фактических условий закрепления на контуре плит и пространственного характера их работы (влияние прогибов + мембранный эффект) позволил сблизить теоретические значения несущей способности плит с опытными.

В среднем отклонение для плит первой серии (П-1, П-2) составило около 27 % , для плит второй серии (П-3, П-4) — 8 %. Здесь вновь заметно проявилось различие в точности определения теоретического значения несущей способности для плит I и II серий. Очевидно, причина этого заключалась в различной толщине и относительной гибкости плит, которая оказывает значительное влияние на их работу. Среднее значение относительной гибкости у - Л/А, где 1/ - пролёт в коротком направлении, Л - толщина плиты, во второй серии составило 24,8 против 20,1 для первой серии (вариант пролёта — "в свету"). Очевидно, что у плит серии II (П-3, П-4), как более тонких, действительный механизм работы плиты ближе соответствует использованному теоретическому аппарату, когда учитывается пространственный характер работы плит и их граничные условия.

Таблица 5.

Результаты анализа несущей способности плит с учётом воздействия окружающих конструкций.

Серия Плита Опытные значения "Г кПа Теоретические значения л анализ

с растянутыми связями па контуре с учетом влияния распора

при ограничении краёв плиты от смешения

¡к кПа а <й 1[,у/ а уц*) полном отсугстъует частичном

Хы-0 Л«4 = 1 ^=0,6 3^=0,9 Х.а=0,95

[Д кПа 1к. 41 кПа % 1к <7-кПа и/ % «С 1* кПа £ Яы . а <7-■ кПа «А 9.к Я*

1 2 3 4 5 6 7 8 ' 9 10 11 12 13 14 15 16

1_ П-1 П-2 18,43 17,64 16,16 12,55 1,14 1,41 1.27 66,9 53,25 0,28 0,33 15,51 12,15 1,19 1,45 35.7 28.8 0,52 0,61 - -

18,03 1,02

- -

16,58 1,06

П П-3 П-4 13,73 11,9 13,27 10,64 1,03 1,12 1,08 - - - - - - - - - -

Примечание: Я.е11 - коэффициент податливости контура в плоскости плиты.

Поскольку у более толстых плит первой серии, имеющих более низкие значения относительной гибкости, при взаимодействии с окружающими конструкциями возможно возникновение распора, то был проведён анализ его влияния на работу плит первой серии.

Предварительные расчёты, выполненные согласно "Руководству по расчёту статически неопределимых железобетонных конструкций". - М.: Стройиздат, 1975" по формуле

24(М,+М2)

где коэффициентом ri = 0,8 учитываются стеснённые условия на контуре, показали применимость такого подхода. Более точная оценка влияния распора в плитах первой серии была выполнена в соответствии с методикой, предложенной B.C. Зыряновым, в соответствии с которой при податливом соединении с опорным контуром несущая способность может быть определена из выражения

lh rnmoui oui naiovc

)• <t3>

где q^ — величина несущей способности без учёта распора ;

q" — величина несущей способности при абсолютно жёстком контуре;

1 — коэффициент податливости контура в плоскости плиты .

A,j

Хы = 0 — при полном ограничении краёв плит от смещения;

Лы = 1 — при отсутствии ограничений по контуру (свободное опирание).

По формуле (13) были определены предельные значения несущей способности плит первой серии П-1 и П-2. В первом приближении величина относительного коэффициента податливости контура принималась равной 0,6, как рекомендовано в "Руководстве по . расчёту статически неопределимых железобетонных конструкций". Расчёт с этим значением коэффициента привёл к значениям предельной нагрузки, значительно превосходящим экспериментальные - до 2,3 раза (см. табл. 5, столбцы 11, ! 2). Причина этого, очевидно, заключалась в недооценке величины податливости контура. Поэтому было необходимо уточнить применяемую методику. Зная фактические значения разрушающей нагрузки и подставив их в уравнение (13), можно было определить новые эмпирические значения Л,^для плит П-1 и П-2. В результате последовательных приближений были получены следующие

зяачения относительного коэффициента податливости:

— для плиты П-1 (дискретное опирание на оголовки свай) X,* = 0,95;

— для плиты П-2 (сплошное опирание по контуру) Л* = 0,9. Ззтем с этими значениями коэффициентов по формуле

(ы)

глоп ¡ал

где —прогиб для безраспорного состояния; J^ —прогиб плиты при несмещае-

мом контуре; были определены теоретические значения предельного прогиба ^ (см. табл. 5). Отметим, что они не превосходили экспериментальных.

Таким образом, в результате учёта действия распора в плитах первой серии (П-1, П-2) были получены уточнённые данные для определения относительного коэффициента податливости Лы для плит, защемлённых в платформенном стыке с дискретным и сплошным опиранием по контуру. Это способствовало повышению сходимости теоретических и опытных значений предельной нагрузки.

Б главе 4 рассматриваются предпосылки, методы расчёта и результаты численных исследований рядозых внутренних стен панельных зданий, опираемых дискретно на оголовки свай.

Результаты экспериментально-теоретических исследований плит, опираемых дискретно на оголовки свай, показали, что отсутствие контурного армирования не оказывает существенного влияния на их напряжённо-деформированное состояние. Другими словами, можно отказаться от установки контурного армирования в краевых участках плит, если будет обеспечена прочность'нижней части балки-стенки в пролёте между оголовками свай.

С целью уточнения напряжённо-деформированного состояния балки-стенки, опираемой на оголовки свай, были проведены численные исследования её работы.

Напряжённо-деформированное состояние балки-сгенки определяется решением задачи плоского напряжённого состояния теории упругости и сводится к решению следующего бигармокического уравнения

ox4 дх-ду- Зу4 ' '

которое решается одним ш приближённых методов: 1) вариационный метод; 2) метод сеток или конечных разностей; 3) метод рядов, разработанных в трудах Г. Бая, П.М. Варва-ка, В.З. Власова, A.C. Калманка.

Описанные методы оценивают работу железобетонных балок-стенок только в упругой стадии. В основном же работа железобетонных конструкций, в том числе и балок-стенок, имеет неупругий характер. Теория расчёта железобетонных конструкций, в том числе и балок-стенок, учитывающая неупругие деформации и наличие трещин, разработана Н.И.Карпенко. Рассмотрению этой проблемы посвящены работы А.Л. Гуревича, B.C. Кукунаева, М.И. Лева, Л .И. Ярина и других. МЛ. Розенберг, используя и углубляя его теорию, разработал программу расчёта стен - ''Радуга".

Прототипом рассчитываемых образцов послужила рядовая внутренняя стеновая панель размерами 5,7x2,65 м с обычным армированием толщиной 120 и 160 мм. Параметры образца были выбраны на основе анализа панельных зданий серий 90 и 121 ЦНИИЭП жилища и ориентированы на наиболее распространённые проектные решения. Проектный класс бетона панели — В12.5 с расчётными характеристиками Rb = 5,74 МПа, Rbt = 0.5! МПа. Обычное конструктивное армирование панели выполнялось вертикальными каркасами из проволоки 05 Вр-1, установленными с шагом 700 мм, и горизонтальными стержнями 04 Bp-1, установленными в шахматном порядке с шагом 500 им. По верху и низу панели установлены горизонтальные каркасы, состоящие из 204 Вр-1. Сопротивления арматуры R* =410 МПа, Rsn = 490 МПа. Панель опиралась через растворный шов толщиной 20 мм на оголовки свайных фундаментов диаметром 600 мм, расположенные с шагом 1,9 м.

Расчётная схема, представляющая собой трёхпролётнуга балку-стенку, показана на рис. 6, здесь же выделены характерные полосы, расположенные в пролётной и опорной

а> ь ф .[, ; I ; I I I .1 ,1, ; I I I .1 ,11 ч

Рис. 6. Результата численного исследования балки-стенки а - расчётная схема;

б - эпюра напряжений в пролётной полосе при расчёте в неупругой стадии работы для панели толщиной 12 см; в - тоже идя панели толщиной 16 см

областях балки-стенки.

Стеновая панель исследовалась в упругой и неупругой стадии работы.

В упругой стад ии расчёт балки-стенки проводился двумя способами:

1. По методике "Руководства по проектированию и строительству крупнопанельных жилых домов на безросгверковых свайных фундаментах. - М.: Стройиздат, 1979".

2. С использованием программы "Радуга".

За расчётную принималась нагрузка в уровне внутренней стены первого этажа для 9-ти этажного здания, которая учитывала вес внутренних стен, постоянную и временную нагрузки на перекрытия, а также ветровой напор с некоторым запасом. Величина нагрузки составляла для стен толщиной 12 см-232,9 кН/м, для стен толщиной 16 см -255,4 кН/м. Результаты расчётов и их соотношение приведены в табл. 6.

Сравнивая эти значения полученных напряжений с прочностью бетона на растяжение (11ы=0,51 МПа), видим, что они превосходят её, то есть прочность бетона на растяжение рассчитываемой панели будет недостаточна. Поэтому было необходимо учесть

1 Таблица 6.

Сравнение результатов расчётов в упругой стадии, полученных по методике "Руководства'' и программе "Радуга".

йп/л Способ расчёта Толщина панели Ь, см

Ь=12 см Ь=1б см

По "Руководству"

1 2 Усилие М' =0,2?/, кН 60,55 66,4

Напряжение с*', МПа 3,83 3,19

3 По пюоп)амме "Радуга"

Усилие К", кН 47,04 51,52

4 Напряжение а 1", МПа 1,12 0,92

5 Отношение:

N7 М" 1,29 • 1,29

6 <тх'/ с л" 3,46 3,47

упруго-пластический характер работы железобетона и влияние стержней конструктивного армирования, расположенных в нижней зоне панели.

В упомянутой программе "Радуга" имеется расчётный модуль, позволяющий учесть нелинейность работы железобетона и получить более достоверную картину напряжённо-деформированного состояния балки-стеяхи за счёт определения напряжений отдельно для бетона и арматуры, а так же получить значения деформаций и перемещений.

Рассмотрим результаты расчёта панели толщиной 12 см. С ростом нагрузки распределение напряжений в элементах полосы, расположенной в пролёте, заметно меняется. На первых этапах нагружения наибольшие растягивающие напряжения испытывает нижний (43-ий) элемент полосы. Далее происходит перераспределение напряжений, и на этапах загружения, близких к критическим, наибольшие растягивающие напряжения в бетоне действуют уже на расстоянии 0,85 м от низа балхи-стенки (см. рис. 6,6). Соответственным образом происходит постепенное увеличение напряжений в арматуре нижнего элемента первой полосы.

Проведённый анализ распределения напряжений, действующих в бетоне и арматуре КЭ балки-стенки толщиной 12 см, показал, что при максимальных растягивающих напряжениях в бетоне, возникающих в нижнем элементе первой пролётной полосы (КЭ №43), выключение из работы растянутого бетона этого элемента не приводит к разрушению панели, Являясь многопролётной статически неопределимой конструкцией, она продолжает воспринимать увеличивающиеся нагрузки за счёт перераспределения усилий в сечениях балхи-стенки, а тахже за счёт включения в работу арматурных стержней, расположенных в ней. Посте достижения максимального значения при нагрузке 9-ти этажного здания горизонтальные растягивающие напряжения в бетоне КЭ }&43 при q=310,52 кН/м (12 этажей) уменьшаются до сгя=0,33 МПа, а ст* в арматуре увеличивается. Следует отметить, что ни в одном КЭ растягивающие напряжения в арматуре, даже при разрушающих нагрузках, не достигают расчётного сопротивления—115=410 МПа.

Разрушение панаш толщиной 12 см происходит в результате раздавливания бетона над средней опорой (КЭ № 46), когда вертикальные сжимающие напряжения достигают величины о,=7,4 МПа и превосходят прочность бетона на сжатие (Яь=5,74 МПа). Это происходят, когда нагрузка q=388,15 кН/м соответствует 15-ти этажному зданию.

Результаты анализа показывают, что рядовая панель внутренней стены толщиной ! 2 см может выдерживать нагрузки 12-ти зтажного здания.

Рассмотрим работу панели толщиной 16 см. Характер напряжённо-деформированного состояния этой стеновой панели, в основном, аналогичен панели толщиной 12 см, но при этом имеются и некоторые отличия. Во-первых, необходимо отметить, что в 16 см панели горизонтальные растягивающие напряжения с* в бетоне нижних КЭ, расположенных в пролете между оголовками спай, для всех этапов нагружения не превышают прочности бетона на растяжение (см. рис. 6,в). Во-вторых, хак показали численные исследования, панель толщиной 16 см обладает большей прочностью. Её разрушение начинается при ц=510,78 кНЛ[ (18 этажей) после того, как вертикальные сжимающие напряжения в бетоне КЭ №46 (сту=7,15 МПа), расположенного над средней опорой, превосходят прочность бетона на сжатие (1?.ь=5,74 МПа).

Анализ работы панели толщиной 16 см показал, что прочность панели в пролёте между оголовками свай обеспечена как по бетону, так и по арматуре на всех этапах нагружения и не лимитирует несущей способности панели. Разрушение панели происходит в результате раздавливания бетона над средней опорой. При этом напряжения в арматуре вплоть до разрушения не преаосходагг её расчётного сопротивления (Р_£=410 МПа).

Перемещения узлов панели при нагрузках, когда прочность обеспечена, незначительны и не превышают максимально допустимых, оговоренных нормами.

Результаты численного исследования рядовой стеновой панели толщиной 16 см позволяют сделать вывод, что при дискретном опирании на оголовки свай с шагом до 2 м она способна нести нагрузки 15-ти этажного здания.

Таким образом, в соответствии с результатами проведённых численных исследова-

ний следует заключить, что дискретно опираемая иа оголовки свай рядовая стеновая панель толщиной 12 см может воспринимать нагрузку 12-ти этажного здания, а панель толщиной 16 см - 15-ти этажного здания без установки дополнительного армирования в нижней часта панели при шагах свай до 2-х метров.

В пятой гтвве рассмотрены технико-экономические показатели. Внедрение результатов исследования позволит получить экономический эффект благодаря тому, что будут оказывать влияние следующие факторы:

1. Произойдет уменьшение себестоимости плит перекрытий цокольного этажа за

счёт:

— снижения расхода арматурной стали в результате отказа от установки контурного армирования;

— сокращения затрат труда при производстве арматурных работ;

— сокращения энергетических затрат при производстве арматурньгх работ;

— сокращения транспортных расходов за счёт отказа от доставки арматуры, необходимой для контурного армирования.

2. Сократится номенклатура плит (для перекрытий цокольного этажа смогут использоваться рядовые плиты перекрытий), позволяющее уменьшить трудозатраты при сортировке плит на складе готовой продукции ДСК, а также на строительной площадке,

3. Сократятся энергетические затраты на производство арматурной стали.

В результате внедрения научных исследовании на Брянском заводе крупнопанельного домостроения а 1995-1996 гг. была осуществлена унификация цокольных плит перекрытий, опираемых по контуру на оголовки свай, с рядовыми междуэтажными плитами, в результате которой вдвое сокращена номенклатура выпускаемых плит. Годовая экономия стали, за счёт отказа от дополнительного контурного армирования цокольных плит, составила 15 т, дав суммарный экономический эффект 38 млн. рублей в год.

Общие выводы и рекомендации.

1. Прочность плит перекрытий цокольного этажа, дискретно опираемых на оголовки свай и защемлённых в платформенном стыке при безросгверковых свайных фундаментах, обеспечивается рядовыми конструкциями плит без контурного армирования при шагах свай до2м.

2. Разрушение дискретно опираемых и защемлённых по контуру в платформенном стыке плит имеет пластичесхий характер. Деформации и напряжения в бетоне в промежутках между оголовками при максимальных нагрузках не превышали 0,5 от их предельных значений.

3. Трещинообразование и разрушение шит, защемлённых на опоре в платформен- • ном сгьрсе н опираемых дискретно на оголовки свай, имеет хонвертообразный характер, аналогичный разрушению плит со сплошным опиранием по контуру, отличаясь лишь насыщенностью трещин по линиям излома: у дискретно опираемых плит сеть трещин менее насыщена.

4. Защемление плит по контуру и образование верхних надопорных трещин оказывает влияние на величину расчётного пролёта при определении теоретических значений несущей способности. У плит, дисхретно опираемых на оголовки свай, величина расчётного пролёта может бьпъ принята равной расстоянию в свету между внутренними гранями опорных оголовков.

5. Теоретические значения несущей способности плит, дискретно опираемых на оголовки свай, при шаге до 2-х м рекомендуется определять как для плит, опираемых по сплошному контуру, используя кинематичесхий способ метода предельного равновесия, деформированную схему работы плитьг и учитывая влияние окружающих конструкций.

6. Расчётная схема плит зависит от величины относительной гибкости у=1/к:

— при 7 г 25 - рекомендуется рассматривать их как шарнирно опёртые с растянутыми связями на контуре;

-33— при у £ 25 - учитывать влияние распора.

7. При определении теоретических значений несущей способности и предельных, прогибов по варианту, учитывающему влияние распора, коэффициент податливости в плоскости опорного контура рекомендуется принимать: для дискретно опираемых плит >«1=0,9; для плит, имеющих сплошное опирание, Х>ц=0,95.

В практических расчётах до накопления более широких данных прочность таких плит рекомендуется определять с некоторым запасом по первому из этих вариантов.

8. Экспериментальные исследования дискретно опираемых плит с защемлением краёв в платформенных стыках рекомендуется проводить по разработанной методике, учитывающей реальные условия опирания и последовательность приложения нагрузки в натурных условиях, на стенде, обеспечивающем дискретность опирания и защемление плит по контуру в платформенных стыках.

9. Прочность внутренних стеновых панелей, дискретно опираемых на оголовки свай при их шагах до 2 м, достаточна для восприятия нагрузок 12-15 этажных панельных зданий и не лимитируется прочностью пролётной межеванной области панели, за счёт перераспределения усилий по сечениям многопролётных панелей. Для практических расчётов до накопления статистических данных с некоторым запасом можно считать обеспеченной прочность рассматриваемых конструкций до 12 этажей.

10. Внедрение результатов исследований в производство при применении свайного основания позволит сократить номенклатуру плит вдвое и снизить расход стали на 0,7 кг на 1 м2 перекрытия цокольного этажа или 15 %.

Снижение расхода стали на 1 м: общей площад и составит:

— для 9-ти этажной блок-секции - 0,073 кг (1,74%);

— для 5-ти этажной блок-секции - 0,13 кг (2,87%);

— среднее - 0,1 кг (2,3%).

Основные положения диссертационной работы нашли отражение в публикациях:

1. Зырянов B.C., Шабынин А.И. Напряжённо-деформированное состояние плит перекрытий и стен, опираемых дискретно на оголовки свай // Материалы международного симпозиума / Расчёт и оптимальное проектирование конструкций. Владимирский государственный технический университет. - 1996 г. - С. 29-30.

1. Зырянов B.C., Шабынин А.И. Прочность и трещиностойкость плит, дискретно опёртых на оголовки сзай. // Жилищное строительство. - 1995. - N3. - С 30-32.

3. Шабынин А.И., Зырянов B.C. К расчёту балок-стенок,.опираемых дискретно на оголовки свай И Жилищное строительство. - 1995.-N6.-C. 17-19.