Full-scale load testing of prefabricated combined floor of residential building built of the early 1950s

Full Text

При обследовании технического состояния зданий исторической застройки часто возникают сложности в части определения фактической уточненной расчетной схемы и определения несущей способности конструкций [1, 2]. За длительный жизненный цикл таких зданий в изначальное проектное конструктивное решение вносятся, как правило, многочисленные изменения: в стенах пробиваются новые оконные и дверные проемы, перекрытия догружаются дополнительными слоями стяжек и подливок, увеличивается нагрузка за счет устройства перегородок из различных материалов, меняется функциональное назначение помещений (и, в итоге, изменяется величина временной нагрузки на перекрытия). Помимо этого, в конструкциях накапливаются повреждения, вызванные эксплуатацией в неблагоприятных условиях (влажная среда, замораживание-оттаивание, механические повреждения и т. п.) [3−5]. Все эти факторы приводят к тому, что несущая способность конструкций при расчете с учетом общепринятых очевидных расчетных схем и предпосылок не является обеспеченной. Возникает необходимость выявлять неочевидные на первый взгляд резервы несущей способности конструкций.

На примере одного из зданий неоклассической архитектуры сталинского времени рассмотрены особенности конструктивного решения и вопросы определения фактической несущей способности междуэтажного перекрытия с учетом многочисленных вмешательств в процессе эксплуатации здания в его изначальное проектное решение.

В административном отношении обследуемое здание находится в Ленинском районе г. Самары на пересечении улиц Ново-Садовой и Невской. Здание возведено в 1950-х годах в составе массовой застройки окружающей территории и интегрировано в общую архитектурную концепцию. Здание большей стороной ориентировано вдоль улицы Невская. В 1990-х – 2000-х годах в рамках точечной застройки вплотную к зданию был возведен многоэтажный жилой дом.

Рельеф местности относительно спокойный. Вдоль улицы Невская имеется уклон поверхности в сторону реки Волга. С трех сторон со стороны лицевых фасадов вдоль здания устроены тротуары. Дворовая территория вдоль здания заасфальтирована. За период эксплуатации вследствие постоянного переустройства тротуарного покрытия уровень рельефа поверхности у здания поднялся вплоть до 400 мм вдоль улицы Ново-Садовая.

Вид на здание, схематичный план первого этажа, поперечный разрез и главные фасады представлены на рис. 1−5.

 

Рис. 1. Вид на здание со стороны перекрестка Ново-Садовая/Невская

 

Рис. 2. План несущих конструкций первого этажа

 

Рис. 3. Разрез 1-1

 

Рис. 4. Фасад, выходящий на улицу Невскую

 

Рис. 5. Фасад, выходящий на улицу Ново-садовую

 

Обследуемое здание в плане имеет условно Г-образную форму, состоящую из нескольких прямоугольных частей. Здание переменной этажности (четыре – пять наземных этажей): четыре этажа размещены по всей площади здания, в угловой части здания дополнительно устроен пятый (аттиковый этаж). Кроме того, под всем зданием имеется цокольный этаж. Здание было запроектировано и возведено для размещение студенческого общежития Строительного института.

Планировочная система помещений была решена по коридорному типу: широкий коридор устроен по центральной оси здания. В надземных этажах размещались жилые комнаты, административные помещения, душевые, санузлы, прачечные и прочие помещения, необходимые для функционирования общежития. В цокольном этаже располагались пищеблок и помывочное отделение. В одной части цокольного этажа размещались помещения гражданской обороны. В начале 1990-х годов помещения первого и второго этажей были переоборудованы под эксплуатацию в качестве торгового центра. Позже, в 2000-х годах жилые помещения общежития на третьем, четвертом и аттиковом этажах были перестроены в индивидуальные квартиры и приватизированы жильцами.

Конструктивная система здания решена с неполным каркасом: во внешний контур из кирпичных стен вписан трехпролетный каркас. Пространственная жесткость каркаса дополнительно обеспечивается за счет внутренних поперечных стен.

Фундаменты под стены и столбы – на естественном основании, мелкого заложения. Под столбы предусмотрены отдельно стоящие столбчатые фундаменты, под стены – ленточные. В материальном исполнении фундаменты решены каменными, из постелистого и рваного бута карбонатных пород на цементно-песчаном растворе (конструктивное решение выявлено по результатам устройства шурфов).

Стены и столбы выполнены каменными из керамического полнотелого кирпича на цементно-песчаном растворе. Кладка стен – сплошная, несмотря на тот факт, что для подобных зданий рассматриваемого периода строительства характерна кладка колодцевая.

Перекрытие цокольного этажа выполнено из сборных железобетонных ребристых плит лоткового типа, которые уложены по железобетонным балкам каркаса. Перекрытия надземных этажей – комбинированные, во «влажных» помещениях – железобетонные из сборных железобетонных плит лоткового типа, на остальных участках перекрытия – деревянные с дощатым настилом по деревянным балкам.

Для сообщения между этажами предусмотрено несколько двухмаршевых полуоборотных лестниц, которые размещены в каменных лестничных клетках. Все элементы лестниц решены с применением сборного железобетона.

Крыша здания – чердачная, скатная; несущими конструкциями крыши является пространственная система наслонных стропил. Кровля – фальцевая, из оцинкованного листа по разреженной деревянной обрешетке из досок и брусьев.

Выявленное по результатам обследования конструктивное решение здания согласуется с используемыми в 1950-х годах в массовом городском строительстве конструкциями, изделиями и материалами.

В данной статье описываются конструктивные особенности перекрытия первого этажа здания. При проведении натурного обследования по результатам вскрытий и зондажей было выявлено фактическое конструктивное решение данного перекрытия.

Перекрытие первого этажа устроено следующим образом: в поперечном направлении (относительно продольной оси каждого из объемов здания) по стенам и каменным столбам смонтированы сборные железобетонные главные балки. Между столбами в продольном направлении также смонтированы железобетонные балки; данные балки выступают в качестве связевых конструкций для обеспечения пространственной жесткости и устойчивости здания. Использованы железобетонные балки четырех типоразмеров: прямоугольного поперечного сечения с двумя вариантами размеров сечения и балки таврового поперечного сечения (несущие главные балки с полкой в сжатой верхней зоне и связевые балки с полкой в нижней зоне).

По железобетонным балкам устроено деревянное перекрытие, за исключением участков, где начальным проектом были предусмотрены «влажные» помещения: санузлы, душевые, прачечные; перекрытия данных помещений решены с использованием мелкоразмерных сборных железобетонных плит лоткового типа шириной 0,5 м. Несущими элементами деревянного перекрытия являются брусья с размерами поперечного сечения 75×200 мм; брусья смонтированы с шагом 0,8–0,9 м. По брусьям устроен четырехслойный дощатый накат. Доски в накате ориентированы в ортогональном направлении один относительно другого и сшиты между собой гвоздями. Опирание наката на несущие брусья осуществляется через черепные бруски. Понизу дощатый накат оштукатурен сложным раствором по дранке. Между брусьями предусмотрена шлаковая засыпка. Поверху по брусьям и балкам выполнен настил из досок, по которому предусмотрен чисты пол (дощатый, линолеумный, паркетный и т.п.).

За длительный период эксплуатации и при изменении функционального назначения помещений на первом и втором этажах существующие деревянные полы были заменены. Вновь смонтированные полы представлены в двух вариантах: дощатых и железобетонных. При переустройстве существующая засыпка перекрытия была изъята и заменена на слой насыпного керамзита толщиной 150 мм. На остальных участках после демонтажа деревянных полов непосредственно по деревянному перекрытию был устроен многослойный пол, который включил в себя: гидроизоляцию (полиэтиленовая пленка), слой керамзитобетона (толщина 100 мм), подстилающий слой из тяжелого бетона (толщина 110 мм), цементно-песчаную стяжку (толщина 30 мм) и чистый пол из плит керамогранита. По результатам контроля прочности бетона неразрушающими методами установлено, что фактическая прочность бетонного слоя соответствует классу В10–В15. Изначальное конструктивное решение перекрытий не предполагало устройство такого массивного пола. В результате выполненного переустройства нагрузка на существующие конструкции перекрытия значительно возросла.

Для оценки несущей способности конструкций перекрытия с учетом увеличения нагрузки от дополнительно устроенного пола были выполнены поверочные расчеты. При расчетах каждый элемент перекрытия принимался как однопролетный шарнирно опертый стержень, загруженный равномерно-распределенной нагрузкой. Данный метод является общепринятым и единственно верным в случаях, когда отсутствует совместная пространственная работа элементов в составе перекрытия [6−12]. По результатам расчетов по описанной расчетной схеме установлено, что несущая способность железобетонных балок и деревянных лаг на действие полных нагрузок не является обеспеченной; перегруз конструкций достигает 80 %. Вместе с тем, признаков, свидетельствующих об исчерпании несущей способности перекрытий, при осмотре отмечено не было. Очевидно, что устроенная поверх деревянного настила и слоя керамзита «набетонка» выступает в качестве жесткой оболочки. В результате изменилась изначальная статическая схема работы элементов и сборное перекрытие с шарнирно опертыми элементами преобразовалось в единое комбинированное ребристое перекрытие, в котором «набетонка» выступает в качестве сжатой полки, деревянные лаги – в качестве растянутой арматуры. В железобетонной балке увеличивается рабочая высота сечения и, следовательно, несущая способность. С учетом данной предпосылки были выполнены расчеты несущей способности перекрытия. Расчеты показали, что при принятой расчетной схеме несущая способность элементов перекрытия является обеспеченной на действие фактических расчетных нагрузок.

Для подтверждения принятых при расчете предпосылок были произведены натурные испытания нагружением исследуемых перекрытий. Исследовались перекрытия на двух участках: в коридоре балки «короткого» пролета и в основных помещениях балки «длинного» пролета. Испытание № 1: исследованию были подвергнуты деревянное перекрытия в осях К-Л/18-19 и железобетонная балка в осях К/18-19; номинальный пролет деревянного перекрытия составляет 3,25 м, железобетонной балки – 2,62 м; деревянные балки перекрытия на исследуемом участке ориентированы в направлении цифровых осей; железобетонная балка – в направлении буквенных осей; поверху дощатого настила перекрытия выполнен подстилающий слой из керамзитобетона, устроена стяжка из цементно-песчаного раствора и чистый пол из плит керамогранита; перед испытанием штукатурный слой с нижней поверхности балки был удален.

Испытание № 2: исследованию были подвергнуты деревянное перекрытия в осях Ж-К/19-21 и железобетонная балка в осях К/19-21; номинальный пролет деревянного перекрытия составляет 3,25 м; железобетонной балки – 5,5 м; деревянные балки перекрытия на исследуемом участке ориентированы в направлении цифровых осей; исследуемая балка – в направлении буквенных осей; поверху дощатого настила перекрытия выполнен подстилающий слой из керамзитобетона, устроена стяжка из цементно-песчаного раствора и чистый пол из плит керамогранита; перед испытанием штукатурный слой с поверхностей балки был удален.

Нагружение перекрытия производилось полнотелыми одинарными керамическими кирпичами, укладываемыми по площади загружаемого перекрытия равномерно. По результатам контрольных взвешиваний усредненный вес одного кирпича составил 3,258 кг (минимальное значение – 3,063 кг, максимальное – 3,724 кг). Площадь загружения перекрытия – 13,0 м².

Для испытания №1 за контрольную величину нагрузки принята нормативная временная нагрузка 300 кг/м². Контрольная величина прогиба составляет 1/150 часть от пролета конструкции: 21 мм – для деревянного перекрытия, 12 мм – для железобетонной балки.

Для испытания №2 за контрольную величину нагрузки принята нормативная временная нагрузка 200 кг/м². Контрольная величина прогиба составляет 1/150 часть от пролета (21 мм) – для деревянного перекрытия, 1/200 часть пролета (27,5 мм) – для железобетонной балки.

Загружение выполнялось ступенчато: четыре ступени по 80 кг/м². После каждой ступени нагружения перекрытие выдерживалось не менее 15 минут. На каждой ступени снимались показания прогибомеров, а также производился осмотр конструкций снизу на предмет образования трещин. Велась фотосъемка. После загружения полной нагрузкой (320 кг/м² – для коридора и 240 кг/м² – для офисного помещения) перекрытие выдерживалось под нагрузкой трое суток.

Для определения величины фактического прогиба перекрытия использовались прогибомеры 6ПАО (цена деления 0,01 мм). Прогибомеры были установлены в середине пролета перекрытия и балки. Под конструкцию перекрытия на исследуемом участке на время испытаний были подведены страховочные опоры. Определение ширины раскрытия трещин выполнялось с помощью измерительного микроскопа МПБ-2.

Виды на испытываемые перекрытия показаны на рис. 6–9. Результаты испытаний представлены в таблицах 1 и 2. Графики зависимости фактического прогиба от нагрузки представлены на рис. 10 и 11.

 

Рис. 6. Испытание № 1. Вид на нижнюю поверхность перекрытия и балки

 

Рис. 7. Испытание № 1. Загруженный полной нагрузкой участок перекрытия (вид со стороны второго этажа)

 

Рис. 8. Испытание № 2. Общий вид испытываемых конструкций со стороны первого этажа

 

Рис. 9. Испытание № 2. Загруженный полной нагрузкой участок перекрытия (вид со стороны второго этажа)

 

Таблица 1. Результаты испытаний перекрытия № 1

№ ступени	Нагрузка на перекрытие, кг (кг/м2)	Показания прогибомеров
		ПРГ-1 (дерев. пер.)		ПРГ-2 (балка)
		отсчет	прогиб, мм	отсчет	прогиб, мм
0	0	8289		7848
1	80	8346	0,57	7901	0,53
2	160	8409	1,20	7958	1,10
3	240	8482	1,93	8019	1,71
4	320	8554	2,65	8081	2,33
Выдержка трое суток	320	8555	2,66	8082	2,34
Разгрузка	0	8292	0,02	7847	0,01

 

Таблица 2. Результаты испытаний перекрытия № 2

№ ступени	Нагрузка на перекрытие, кг (кг/м2)	Показания прогибомеров
		ПРГ-1 (дерев. перег.)		ПРГ-2 (балка)
		отсчет	прогиб, мм	отсчет	прогиб,мм
0	0	4961		0538
1	80	5042	0,81	0636	0,98
2	160	5117	1,56	0748	2,10
3	240	5188	2,27	0862	3,24
Через 1 сутки	240	5190	2,29	0865	3,27
Через 2 суток	240	5191	2,30	0866	3,28
Через 3 суток	240	5191	2,30	0866	3,28
Разгрузка	0	4963	0,02	0539	0,01

 

Рис. 10. График зависимости фактического прогиба от дополнительной нагрузки для перекрытия № 1

 

Рис. 11. График зависимости фактического прогиба от дополнительной нагрузки для перекрытия № 2

 

Прогиб конструкций возрастал пропорционально прикладываемой нагрузке. Максимальная величина прогиба деревянного перекрытия составила 2,34 мм для испытания №1 и 2,3 мм для испытания № 2, максимальный прогиб железобетонной балки составил 2,66 мм для испытания №1 и 3,28 мм для испытания № 2. Показания прогибомеров не свидетельствовали о наличии пластических деформаций. Предельно допустимые значения прогибов значительно превышают фактические величины. Максимальная ширина раскрытия нормальных трещин в конструкциях на последнем этапе нагружения не превышала 0,05 мм. После выдержки конструкций под нагрузкой в течение трех суток показания прогибомеров зафиксировались на одном значении. После снятия нагрузки показания прогибомеров вернулись к первоначальным значениям. Признаков, свидетельствующих о разрушениях конструкций, не зафиксировано.

Таким образом, проведенные натурные испытания перекрытий подтвердили их несущую способность с учетом принятых расчетных предпосылок, что позволило избежать дорогостоящего усиления конструкций и продлить срок эксплуатации здания. При этом для обеспечения механической безопасности с учетом требуемого уровня надежности дальнейшая эксплуатация здания возможна при обязательном мониторинг технического состояния.

About the authors

Alexandr P. Shepelev

Samara State Technical University

Email: Shepelevap@mail.ru

Associate Professor of the Reinforced Concrete Structures Chair, Academy of Architecture and Civil Engineering

Russian Federation, 443100, Samara, Molodogvardeyskaya, 244

Rustam R. Ibatullin

Samara State Technical University

Email: Rustic2@yandex.ru

Chief lecturer of the Reinforced Concrete Structures Chair, Academy of Architecture and Civil Engineering

Russian Federation, 443100, Samara, Molodogvardeyskaya, 244

Alexandr A. Pishulev

Samara State Technical University

Author for correspondence.
Email: pishulev@yandex.ru

PhD of engineering science, Associate Professor of the Reinforced Concrete Structures Chair, Academy of Architecture and Civil Engineering

Russian Federation, 443100, Russia, Samara, Molodogvardeyskaya, 244

References

Supplementary files