Методическое пособие 826

Научный журнал строительства и архитектуры

В настоящее время расчет сталежелезобетонных конструкций в мостостроении регламентирован в основном следующими нормативными документами РФ: СП 35.13330.2011 «Мосты и трубы. Актуализированная редакция СНиП 2.05.03.84» и СП 159.1325800.2014 «Сталежелезобетонные пролетные строения автодорожных мостов. Правила расчета». При этом учет влияния сдвига между железобетонными и стальными конструктивными элементами сталежелезобетонных мостов в действующих национальных стандартах не учитывается, в СП 35.13330.2011 рекомендуется: «9.4. Расчеты следует выполнять… без учета податливости швов объединения стальной и железобетонной частей». В то же время при анализе экспериментально-теоретических исследований, проводимых в этом направлении, отмечаются значительные расхождения значений жесткости, полученных различными авторами [10, 17], для связующих элементов стальной и железобетонной частей поперечного сечения конструкции. Последующие исследования [1, 2, 7, 13, 19] показали, что технологии расчета сталежелезобетонных пролетных строений мостов под действием постоянной требуют учета конечной сдвиговой жесткости швов объединения стальной балки с железобетонной плитой. При этом под действием временной нагрузки конструкция работает как упругая с малыми сдвиговыми смещениями и значительной сдвиговой жесткостью шва между плитой и балкой. В работах [15, 16] отмечается, что расчеты сталежелезобетонных пролетных строений мостов при принятой схеме жесткого соединения железобетонной плиты и несущей стальной балки некорректны и требуют уточнения.

1. Аналитические зависимости проскальзывания плиты по балке от значения сдвиговой жесткости. Для однопролетной сталежелезобетонной балки расчетная схема, моделирование сдвиговой жесткости соединительных элементов, результаты численных расчетов представлены в работе [4]. Численные эксперименты с помощью ЛИРА-САПР позволили получить графические зависимости нормальных сжимающих напряжений в верхнем поясе стальной балки и в железобетонной плите, нормальных растягивающих напряжений в нижнем поясе стальной балки, прогиба балки, сдвига на торце балки в зависимости от погонной сдвиговой жесткости соединения. Рассматриваемый при этом диапазон сдвиговых жесткостей выбирался с опорой на экспериментальные значения для гибких стержневых упоров как самых распространенных в практике реального проектирования конструкций объединения железобетонной плиты со стальными балками, представленными в диссертации [9].

Анализ влияния сдвиговой жесткости на НДС конструкции показал, что даже при небольших значениях проскальзывания (до 1—2 миллиметров по краям балки) усилия в железобетонной плите уменьшаются, а в верхнем поясе двутавровой стальной балки увеличиваются, происходит перераспределение усилий. Следовательно, в практике реального проектирования сталежелезобетонных пролетных строений мостов необходим учет сдвиговой жесткости между стальной балкой и железобетонной плитой проезжей части.

В работе [3] для шарнирно-опертой однопролетной балки получена аналитическая зависимость сдвига от жесткости стыка между железобетонной плитой и стальной балкой в пролетном строении автодорожного моста:

Здесь δx — смещение между железобетонной плитой и несущей стальной балкой, мм; ς — коэффициент жесткости для связей сдвига, т/м2 или кН/м2; l — расчетный пролет балки, м; q — равномерно распределенная нагрузка, т/м или кН/м; Sred — статический момент стальной части сечения до уровня шва, м3; Ired — момент инерции единого сталежелезобетонного сечения, м4. Для шарнирно-опертой однопролетной балки получены значения констант m = 0,36, n = 0,87, которые подтверждаются конечно-элементными расчетами при дей-

110

ствии разной нагрузки для балок различного сечения и длиной пролета, выбранных в соот-

ветствии с [6, 8, 14, 18].

Очевидно, что для неразрезных многопролетных балок с разными пролетами, разными нагрузками в пролетах и разными жесткостями зависимость (1) должна иметь другие значения m и n для участков с положительными и отрицательными изгибающими моментами. Численными экспериментами, аналогичными проведенным для однопролетной балки, установлено, что независимо от длины пролетов, их количества, соотношения длин, геометрических параметров составных элементов (как единых для всей неразрезной балки, так и разных по пролетам) положения рассматриваемого сечения (в крайнем или среднем пролете) и значений поперечной силы для ς ≥ 20000 т/м2 зависимости между смещением и сдвиговой жесткостью шва ς имеют вид:

При этом на участках I с положительными моментами (рис. 1) следует использовать формулу (2), на участках II с отрицательными моментами следует использовать формулу (3), то есть значения констант в (1) равны: m = 0,76, n = 0,97 и m = 0,18, n = 0,75 для участков с положительными и отрицательными моментами соответственно.

Рис. 1. Схема неразрезной 3-пролетной балки с характерными участками изгибающих моментов

На рис. 2—6 представлены полученные с помощью численного эксперимента (синие кривые) и аналитически по формуле (2) и (3) (коричневые кривые) графические зависимости смещения сдвига δx (ось ординат, мм) от сдвиговой жесткости шва ς (ось абсцисс, т/м2) для различных произвольных схем неразрезных балок с интервалом сдвиговых жесткостей от

10000 до 120000 т/м2.

Таким образом, для шарнирно-опертых балок вычисление зависимости абсолютной величины проскальзывания плиты по балке от значения сдвиговой жесткости δx = f(x, ς) вычисляется по трем формулам в зависимости от статической схемы балки и положения расчетного сечения (таблица).

В работе [3] представлены интегральные равенства, которые для однопролетной балки позволяют определить верхнюю границу сдвиговой жесткости, при которой допустимо вести расчет пролетного строения моста по классической модели плоских сечений без учета сдвига между железобетонной плитой и стальной балкой. Определить верхнюю границу сдвиговой жесткости для произвольного сечения х от начала неразрезной многопролетной балки можно с помощью обобщенного интегрального уравнения для Nς — суммарного сдвигающего усилия в шве, накапливаемого по длине конструкции от начала до рассматриваемого сечения:

111

Научный журнал строительства и архитектуры

В равенстве (4):

участок (0; х1) — крайний участок с положительным изгибающим моментом в первом пролете неразрезной балки согласно рис. 1, (х1; х2) — участок в первом пролете неразрезной балки с отрицательным моментом, примыкающий к первой промежуточной опоре, (х2; х3) — участок во втором пролете неразрезной балки с отрицательным моментом, примыкающий к первой промежуточной опоре, (х3; х4) — участок во втором пролете

сположительным изгибающим моментом, (х4; х5) — участок во втором пролете неразрезной балки с отрицательным моментом, примыкающий ко второй промежуточной опоре, (х5; х6) — участок в третьем пролете неразрезной балки с отрицательным моментом, примыкающий ко второй промежуточной опоре и так далее до того участка, в котором находится рассматриваемое сечение;

Qэкв.1(х), …, Qэкв.6(х) — вычисленные для каждого участка величины эквивалентной поперечной силы Q от распределенной нагрузки q в сечении х от начала балки;

m1 = 0,76, n1 = 0,97 — константы в формуле (2) для участков I с положительными моментами (рис. 1);

m2 = 0,18, n2 = 0,75 — константы в формуле (3) для участков II с отрицательными моментами (рис. 1).

Рис. 2. Сравнение численной (синяя кривая) и аналитической (2) (коричневая кривая) зависимостей для среднего пролета неразрезной балки по схеме 42+63+42м,

положительный момент

Рис. 3. Сравнение численной (синяя кривая) и аналитической (3) (коричневая кривая) зависимостей для приопорной зоны неразрезной балки по схеме 63+84+63м,

отрицательный момент

112

Рис. 4. Сравнение численной (синяя кривая) и аналитической (2) (коричневая кривая) зависимостей на начальном участке первого пролета неразрезной балки по схеме 63+84+63 м, положительный момент

Рис. 5. Сравнение численной (синяя кривая) и аналитической (3) (коричневая кривая) зависимостей для приопорной зоны максимального пролета балки по схеме 42+63+84+126+63 м,

отрицательный момент

Рис. 6. Сравнение численной (синяя кривая) и аналитической (2) (коричневая кривая) зависимостей для максимального пролета балки по схеме 42+63+84+126+63 м,

положительный момент

При этом предельное значение Nς для неразрезных многопролетных балок рекомендуется определять согласно примечаниям к табл. 9.4—9.6 СП 35.13330.2011 «Мосты и трубы. Актуализированная редакция СНиП 2.05.03.84».

Таблица

Функциональная зависимость δx = f(x, ς)

113

Научный журнал строительства и архитектуры

2. Пример практического применения разработанной методики расчета на реаль-

ном объекте. В качестве обоснования необходимости учета податливости шва объединения стальной балки с железобетонной плитой проезжей части рассмотрим мост через реку Дон на 214+681 км автомобильной дороги Р-298 Курск—Воронеж (автомобильная дорога Р-22 «Каспий» в Воронежской области) (рис. 7).

Рис. 7. Общий вид моста с правой стороны до реконструкции

Схема моста 21+(63×3)+33×2, центральная часть выполнена в виде 3-пролетной неразрезной сталежелезобетонной балки с длиной пролетов 3×63 м по типовому проекту 3.503-50 Ленгипротрансмоста. Мост построен в 1991 году, в 2008 и 2013 годах выполнялись обследования, в ходе которых было отмечено провисание первого пролета сталежелезобетонной части, причем в 2008 году провисание составило 136 мм, а в 2013 — 165 мм. Таким образом, за 5 лет провисание увеличилось значительно, на 29 мм, при отсутствии дополнительных слоев покрытия и прочих видимых повреждений. Это увеличение провисания, причины которого вплоть до реконструкции так и не были установлены, представляет значительный интерес именно в части расчетного обоснования состояния жестких упоров по предлагаемой методике.

В рамках реконструкции мостового перехода в 2015—2016 гг. была выполнена полная замена сборных железобетонных плит проезжей части на монолитную плиту. В процессе демонтажа плиты выяснилось неудовлетворительное состояние бетона заполнения окон сборных плит первого пролета, в которых были установлены жесткие упоры, что в принципе является характерным дефектом для этого типа объединения. Однако в процессе обследования установить состояние бетона омоноличивания окон неразрушающими методами не представлялось возможным. Единственным косвенным признаком, по которому можно было предположить их неудовлетворительное состояние, являлись следы протечек с выщелачиванием на нижней поверхности плит.

Были замерены величины раскрытия стыков стальной балки, которые показали, что изначально балка проектировалась со строительным подъемом, и фрикционные соединения

114

монтажных блоков остались в хорошем состоянии и не являются причиной провисания. У каждого стыка на рис. 8 сверху и снизу подписаны значения раскрытия (зазора) по поясам в миллиметрах на момент обследования (сентябрь 2013 г.). Величины раскрытия стыков свидетельствуют о том, что главные балки были смонтированы со строительным подъемом (в средней части пролетов раскрытие стыков вверху в основном больше, чем внизу), и нарушений работы стыков не произошло.

Рис. 8. Схема расположения блоков и стыков главных балок:

отсеки Б1 и Б11 имеют длину15,75 м; Б4, Б6, Б8 — 10,5 м; остальные — по 21 м

Рассмотрим оценку грузоподъемности пролетного строения по результатам расчета сечения в районе стыка С2, т. к. провисание пролета отмечено в этом месте по классической методике и по предлагаемому в настоящей работе подходу с учетом податливости шва объединения стальной и железобетонной частей.

Расчет по классической методике. Расчет выполнен на нагрузки класса А11 и Н11 по СП35.13330.2011.

В соответствии с типовым проектом моменты сопротивления стального сечения составляют для верхней фибры Wв.ст. = 74300 см3, для нижней фибры Wн.ст. = 140200 см3, момент сопротивления железобетонной плиты в объединенном сечении Wб.ст.б. = 727517 см3.

Нормальные напряжения в бетоне на уровне центра тяжести плиты должны удовлетворять условию:

где mb = 1,2 — коэффициент, учитывающий уравновешенные в поперечном объединенном сечении напряжения, возникающие на уровне центра тяжести поперечного сечения бетона от его ползучести, усадки бетона и изменения температуры; Rb = 1325 т/м2 — расчетное сопротивление бетона класса В25(М400) сжатию, принимаемое по п. 7.24 СП 35.13330.2011; nb = 6,0 — коэффициент приведения (по проекту).

115

Научный журнал строительства и архитектуры

Нормальные напряжения в нижнем поясе стальной балки:

Нормальные напряжения в верхнем поясе стальной балки:

Коэффициент m2 вводится для учета разгружающего действия плиты на верхний пояс. В данном случае σb < 0,8·Rb, значит m2 = 1,2.

Все проверки выполнены, пролетное строение соответствует грузоподъемности классам нагрузки А11 и Н11. Следует отметить, что и в остальных характерных сечениях (над опорами и в середине второго пролета) все проверки, выполненные исходя из гипотезы плоских сечений, удовлетворялись.

При численном счете в программном комплекс ЛИРА-САПР по конечно-элементной модели с неподатливым соединением железобетонной плиты со стальной балкой и теми же нагрузками для нормальных напряжений в нижнем поясе стальной балки получено значение σн.п. = 26524 т/м2, в верхнем поясе — σв.п. = 24054 т/м2. Результаты достаточно хорошо совпадают с представленными выше.

Численный расчет с податливым соединением. Составим расчетную модель в про-

граммном комплекс ЛИРА-САПР, исходя из следующего предположения. Если с 2008 по 2013 годы было отмечено нарастание провисания пролета на 29 мм, но при этом состояние стыков стальных балок хорошее и свидетельствует о начальном строительном подъеме; длительные процессы в железобетонной плите (усадка и ползучесть) должны были завершиться задолго до начала роста провисания; дополнительные слои покрытия в рассматриваемый период не укладывались, то единственной причиной, по которой провисание может увеличиться в довольно короткий промежуток времени, является уменьшение сдвиговой жесткости шва объединения. Именно это и показал дальнейший демонтаж плит при реконструкции, вследствие деградации бетона окон омоноличивания упоров.

Для количественной оценки снижения сдвиговой жесткости упоров решена обратная задача: подбором сдвиговой жесткости в конечно-элементной модели выясняется, что увеличение прогиба от постоянной нагрузки на 29 мм происходит при снижении погонной сдвиговой жесткости стыка до 1000 т/м2 (при том, что для жестких упоров в идеальном состоянии значение должно быть на 3 порядка выше, около 130000 т/м2). Таким образом, можно сделать вывод о практически полном нарушении работы упоров в этом случае. Грузоподъемность сооружения при такой сдвиговой жесткости будет снижена.

На рис. 9 представлены полученные в результате численного счета изополя нормальных напряжений в стальной балке (верхняя полка находится внизу, чтобы шкала напряжений шла от отрицательных до положительных значений) при жесткости стыка 1000 т/м2.

С учетом коэффициента m2 = 1,2, учитывающего разгружающее действие плиты на верхний пояс (как было принято в расчете по классической методике), предельное напряжение для верхнего пояса от постоянных нагрузок составляет 31002 т/м2, и оно не превышает

116

максимально допустимого 36000 т/м2. Но предельное напряжение от постоянных нагрузок в сочетании с А11 составляет 42410 т/м2, и оно уже превышает максимально допустимое значение. Исходя из нарастающего провисания, если принять сдвиговую жесткость стыка 1000 т/м2, то грузоподъемность пролета оказывается необеспеченной, и допустимый класс нагрузки составляет [(36000−31000)/(42410−31000)]·11 = 0,44·11 = 4,8, что значительно ниже нормативной величины. Таким образом, расчет сталежелезобетонных пролетных строений мостов с учетом сдвиговой жесткости соединительного шва выдает величину грузоподъемности, значительно отличающейся от получаемой при использовании классической методики. Это различие особенно ощутимо для эксплуатируемых объектов, в которых связь бетона со стальной балкой может быть сильно нарушена относительно проектных значений.

Рис. 9. Изополя нормальных напряжений в стальной балке: а) от постоянных нагрузок б) от постоянных в сочетании с А11

Следует отметить, что теоретическая величина сдвига плиты по балке при указанной жесткости стыка 1000 т/м2 составляет 4,4 мм на торце, и всего 0,34 мм в рассматриваемом сечении. Таким образом, даже если бы измерение сдвига входило в программу обследования, такие величины практически нельзя обнаружить, особенно в случае наличия разрушений бетона плиты в районе деформационного шва. Приведенный пример наглядно показывает несостоятельность определения п. 6.6.1.1 Еврокода [11, 12] для неподатливого соединения, которое устанавливает величину предельного сдвига на уровне 6 мм, меньше которой стык должен признаваться неподатливым.

Выводы. При проведении численных экспериментов получено, что при наличии сдвига в соединительном шве между стальной балкой и железобетонной плитой сталежелезобетонных пролетов мостовых сооружений происходит значительное перераспределение напряже-

117

Научный журнал строительства и архитектуры

ний между балкой и плитой. Следовательно, при проектировании сталежелезобетонных пролетных строений мостов необходим учет сдвиговой жесткости между стальной балкой и железобетонной плитой проезжей части, что подтверждается практическим примером расчета для реального объекта.

Для многопролетной неразрезной шарнирно-опертой балки под действием равномернораспределенной по всей длине нагрузки на основе численных экспериментов получены новые аналитические формулы смещения железобетонной плиты по стальной балке в зависимости от сдвиговой жесткости стыка.

Представлено обобщенное интегральное уравнение; с его помощью можно определить верхнюю границу сдвиговой жесткости, выше которой для расчета многопролетных неразрезных сталежелезобетонных конструкций допускается использовать классический подход в предположении отсутствия сдвига.

В практике реального проектирования их применение позволяет получать более точные поля распределения напряжений в составных конструкциях сталежелезобетонных пролетных конструкциях мостовых сооружений.

Библиографический список

1.Белуцкий, И. Ю. Совершенствование методов расчета и оценки работоспособности эксплуатируемых сталежелезобетонных пролетных строений: дис. … д-ра техн. наук / И. Ю. Белуцкий. — Хабаровск, 2004. — 286 с.

2.Белуцкий, И. Ю. Отражение концепций И. М. Рабиновича в характеристике работы сталежелезобетонных пролетных строений как составных с антагонистическими связями / И. Ю. Белуцкий, В. Г. Яцура // Строительная механика и расчет сооружений. — 2015. — № 5. — С. 2—8.

3.Еремин, В. Г. Аналитическая зависимость смещения от сдвиговой жесткости шва между железобетонной плитой и стальной балкой в пролетных строениях мостов / В. Г. Еремин, А. В. Козлов // Научный журнал строительства и архитектуры. — 2019. — № 3 (55). — С. 94—104.

4.Козлов, А. В. Расчет сталежелезобетонных мостов с учетом сдвига плиты по верхнему поясу балки / А. В. Козлов // Строительная механика и конструкции. — 2018. — № 4 (19). — С. 64—71.

5.Козлов, А. В. Применение «ЛИРА-САПР» для моделирования жизненного цикла сооружения в расчетах мостовых конструкций / А. В. Козлов, А. В. Козлова // BIM. Проектирование. Строительство. Эксплуатация: материалы Всерос. форума [Электронный ресурс] / под ред. Д. К. Проскурина. — Воронеж: ВГТУ, 2018. — С. 10—21.

6.Корнеев, М. М. Сталежелезобетонные мосты: теоретическое и практическое пособие по проектированию / М. М. Корнеев. — СПб.: ФГБОУ ВПО ПГУПС, 2015. — 400 с.

7.Марухин, Б. А. К построению модели работы связующих элементов сталежелезобетонных мостов с учетом многоциклового нагружения // Новые идеи нового века: в 2 ч. Ч. 2 / Б. А. Марухин. — Хабаровск, ТОГУ, 2009. — С. 309—316.

8.ОДМ 218.4.027-2016. Методические рекомендации по определению грузоподъемности эксплуатируемых мостовых сооружений на автомобильных дорогах общего пользования. Металлические и сталежелезобетонные конструкции. — М.: Федеральное дорожное агентство (Росавтодор), 2016. — 127 с.

9.Решетников, В. Г. Новые эффективные конструкции сталежелезобетонных пролетных строений мостов: дис. … канд. техн. наук / В. Г. Решетников. — М., 2002. — 139 с.

10.Стрелецкий, Н. Н. Сталежелезобетонные пролетные строения мостов / Н. Н. Стрелецкий. — М.: Транспорт, 1981. — 360 с.

11.Технический кодекс установившейся практики ТКП EN 1994-2-2009 (02250) Еврокод 4. Проектирование сталежелезобетонных конструкций. Часть 2. Основные принципы и правила для мостов. — Министерство архитектуры и строительства Республики Беларусь, Минск, 2010. — 84 с.

12.Хенди, Крис Р. Руководство для проектировщиков к EN 1994-2. Еврокод 4: проектирование сталежелезобетонных конструкций. Ч. 2. Общие правила и правила длямостов / КрисР. Хенди, Роджер П. Джонсон. — М.: Изд-во МИСИ-МГСУ, 2014. — 351 с.

13.Шестериков, В. И. Совершенствование проектирования мостовых сооружений / В. И. Шестериков // Тр. ГП «РосдорНИИ», НИЦ «Мосты» ОАО ЦНИИС / под ред. В. И. Шестерикова. — М.: Информавтодор, 2002.

—Вып. 12. — С. 25—55.

14.El Sarraf, R. D. Iles. Steel-Concrete Composite Bridge Design Guide / R. D. Iles El Sarraf, A. Momtahan, D. Easey, S. Hicks // NZ Transport Agencyresearch report 525. — 2013. — 252 p.

118

15.Fatigue of Stud Shear Connectors in the Negative Moment Region of Steel Girder Bridges: a Synopsis of Experimental Results and Design Recommendations. — CTS 00-03, Universityof Minnesota, 2000.

16.KICT (Korea Institute of Construction Technology). Development of Steel-Concrete Composite Deck for HighwayBridges (in Korean), 2004. — Report No. KICT 2004-053.

17. Oguejiofor, E. C. Behavior of Perfobond Ribshear Connectors in Composite Beams: Full-Size Tests /

E.C. Oguejiofor, M. U. Hosain // Canadian J. of Civil Engineering. — 1992. — № 19. — P. 224—235.

18.Standard Specifications of Steel and Composite Structures. — JSCE. — 2010. — 331 p.

19.Valente, I. Experimental Analysis of Perfobondshear Connection Between Steel and Lightweight Concrete / I. Valente, P. J. S. Cruz // J. Constructional Steel Research. — 2004. — № 60. — P. 465—479.

References

1.Belutskii, I. Yu. Sovershenstvovanie metodov rascheta i otsenki rabotosposobnosti ekspluatiruemykh stalezhelezobetonnykh proletnykh stroenii: dis. … d-ra tekhn. nauk / I. Yu. Belutskii. — Khabarovsk, 2004. — 286 s.

2.Belutskii, I. Yu. Otrazhenie kontseptsii I. M. Rabinovicha v kharakteristike raboty stalezhelezobetonnykh proletnykh stroenii kak sostavnykh s antagonisticheskimi svyazyami / I. Yu. Belutskii, V. G. Yatsura // Stroitel'naya mekhanika i raschet sooruzhenii. — 2015. — № 5. — S. 2—8.

3.Eremin, V. G. Analiticheskaya zavisimost' smeshcheniya ot sdvigovoi zhestkosti shva mezhdu zhelezobetonnoi plitoi i stal'noi balkoi v proletnykh stroeniyakh mostov / V. G. Eremin, A. V. Kozlov // Nauchnyi zhurnal stroitel'stva i arkhitektury. — 2019. — № 3 (55). — S. 94—104.

4.Kozlov, A. V. Raschet stalezhelezobetonnykh mostov s uchetom sdviga plity po verkhnemu poyasu balki / A. V. Kozlov // Stroitel'naya mekhanika i konstruktsii. — 2018. — № 4 (19). — S. 64—71.

5.Kozlov, A. V. Primenenie «LIRA-SAPR» dlya modelirovaniya zhiznennogo tsikla sooruzheniya v raschetakh mostovykh konstruktsii / A. V. Kozlov, A. V. Kozlova // BIM. Proektirovanie. Stroitel'stvo. Ekspluatatsiya: materialy Vseros. foruma [Elektronnyi resurs] / pod red. D. K. Proskurina. — Voronezh: VGTU, 2018. — S. 10—21.

6.Korneev, M. M. Stalezhelezobetonnye mosty: teoreticheskoe i prakticheskoe posobie po proektirovaniyu / M. M. Korneev. — SPb.: FGBOU VPO PGUPS, 2015. — 400 s.

7.Marukhin, B. A. K postroeniyu modeli raboty svyazuyushchikh elementov stalezhelezobetonnykh mostov s uchetom mnogotsiklovogo nagruzheniya // Novye idei novogo veka: v 2 ch. Ch. 2 / B. A. Marukhin. — Khabarovsk, TOGU, 2009. — S. 309—316.

8.ODM 218.4.027-2016. Metodicheskie rekomendatsii po opredeleniyu gruzopod"emnosti ekspluatiruemykh mostovykh sooruzhenii na avtomobil'nykh dorogakh obshchego pol'zovaniya. Metallicheskie i stalezhelezobetonnye konstruktsii. — M.: Federal'noe dorozhnoe agentstvo (Rosavtodor), 2016. — 127 s.

9.Reshetnikov, V. G. Novye effektivnye konstruktsii stalezhelezobetonnykh proletnykh stroenii mostov: dis. … kand. tekhn. nauk / V. G. Reshetnikov. — M., 2002. — 139 s.

10.Streletskii, N. N. Stalezhelezobetonnye proletnye stroeniya mostov / N. N. Streletskii. — M.: Transport, 1981. — 360 s.

11.Tekhnicheskii kodeks ustanovivsheisya praktiki TKP EN 1994-2-2009 (02250) Evrokod 4. Proektirovanie stalezhelezobetonnykh konstruktsii. Chast' 2. Osnovnye printsipy i pravila dlya mostov. — Ministerstvo arkhitektury i stroitel'stva Respubliki Belarus', Minsk, 2010. — 84 s.

12.Khendi, Kris R. Rukovodstvo dlya proektirovshchikov k EN 1994-2. Evrokod 4: proektirovanie stalezhelezobetonnykh konstruktsii. Ch. 2. Obshchie pravila i pravila dlya mostov / Kris R. Khendi, Rodzher P. Dzhonson. — M.: Izd-vo MISI-MGSU, 2014. — 351 s.

13.Shesterikov, V. I. Sovershenstvovanie proektirovaniya mostovykh sooruzhenii / V. I. Shesterikov // Tr. GP «RosdorNII», NITs «Mosty» OAO TsNIIS / pod red. V. I. Shesterikova. — M.: Informavtodor, 2002. — Vyp. 12. — S. 25—55.

14.El Sarraf, R. D. Iles. Steel-Concrete Composite Bridge Design Guide / R. D. Iles El Sarraf, A. Momtahan, D. Easey, S. Hicks // NZ Transport Agencyresearch report 525. — 2013. — 252 p.

15.Fatigue of Stud Shear Connectors in the Negative Moment Region of Steel Girder Bridges: a Synopsis of Experimental Results and Design Recommendations. — CTS 00-03, Universityof Minnesota, 2000.

16.KICT (Korea Institute of Construction Technology). Development of Steel-Concrete Composite Deck for HighwayBridges (in Korean), 2004. — Report No. KICT 2004-053.

17. Oguejiofor, E. C. Behavior of Perfobond Ribshear Connectors in Composite Beams: Full-Size Tests /

E.C. Oguejiofor, M. U. Hosain // Canadian J. of Civil Engineering. — 1992. — № 19. — P. 224—235.

18.Standard Specifications of Steel and Composite Structures. — JSCE. — 2010. — 331 p.

19.Valente, I. Experimental Analysis of Perfobondshear Connection Between Steel and Lightweight Concrete / I. Valente, P. J. S. Cruz // J. Constructional Steel Research. — 2004. — № 60. — P. 465—479.

119