WWW.DOC.KNIGI-X.RU
БЕСПЛАТНАЯ  ИНТЕРНЕТ  БИБЛИОТЕКА - Различные документы
 

Pages:   || 2 |

«2 ОГЛАВЛЕНИЕ Стр. Введение.. ГЛАВА 1 СОСТОЯНИЕ ВОПРОСА ПО ИССЛЕДОВАНИЮ ПРОЧНОСТИ СТЫКОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН, УСИЛЕННЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИМИ ЭЛЕМЕНТАМИ, ПРИ ...»

-- [ Страница 1 ] --

2

ОГЛАВЛЕНИЕ

Стр.

Введение……………………………………………………………………….

ГЛАВА 1 СОСТОЯНИЕ ВОПРОСА ПО ИССЛЕДОВАНИЮ

ПРОЧНОСТИ СТЫКОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ

КОЛОНН, УСИЛЕННЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИМИ

ЭЛЕМЕНТАМИ, ПРИ СТАТИЧЕСКОМ И

КРАТКОВРЕМЕННОМ ДИНАМИЧЕСКОМ

НАГРУЖЕНИЯХ.………………………………………………… 12

1.1 Конструктивные решения стыков сборных железобетонных колонн …………………………………………………………….…….. 12

1.2 Дефекты стыков сборных железобетонных колонн ……………….… 26

1.3 Исследование прочности железобетонных колонн и их стыков с учетом пространственной работы зданий …………………………… 32

1.4 Выводы по первой главе …………..…………………………………… 39

ГЛАВА 2 ТЕОРЕТИЧЕСКИЕ ИССЛЕДОВАНИЯ СТЫКОВ

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН БЕЗ УСИЛЕНИЯ И

УСИЛЕННЫХ МЕТАЛЛИЧЕСКИМИ ЭЛЕМЕНТАМИ

ПРИ СТАТИЧЕСКОМ И КРАТКОВРЕМЕННОМ

ДИНАМИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИЯХ ……………………..… 41

2.1 Предпосылки расчета …………………………………………….……... 41 2.1.1 Предельные состояния и способы их нормирования для железобетонных колонн и их стыков ……………..…………… 41 2.1.2 Прочностные и деформативные характеристики бетона при статическом и кратковременном динамическом нагружениях ………………………………………………..…… 51 2.1.3 Прочностные и деформативные характеристики арматуры при статическом и кратковременном динамическом нагружениях ………………………………………………..……. 59



2.2 Численные расчеты стыков железобетонных колонн ……………….. 65 2.2.1 Численные расчеты стыков железобетонных колонн с использованием программы «Dynamic 3D» ………………...… 65 2.2.2 Численные расчеты стыков железобетонных колонн с использованием вычислительных комплексов «SCAD» и «ЛИРА» ……………………..……………..…..……… 81

2.3 Выводы по второй главе ……………………..…..…………………….. 90

ГЛАВА 3 ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ

СТЫКОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН

ПРИ СТАТИЧЕСКОМ И КРАТКОВРЕМЕННОМ

ДИНАМИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИЯХ ……..………..……….. 92

3.1 Программа экспериментальных исследований. Выбор и конструкция опытных образцов …………..…………………………… 92

3.2 Методика проведения испытаний ……………………………………… 100

3.3 Результаты экспериментальных исследований …...……………..……. 108

3.4 Выводы по третьей главе ………..………..…………………………..….128

ГЛАВА 4 ПРЕДЛОЖЕНИЯ ПО РАСЧЕТУ СТЫКОВ СБОРНЫХ

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН. СРАВНЕНИЯ

ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫХ ДАННЫХ С

ТЕОРЕТИЧЕСКИМИ РАСЧЕТАМИ ………………..…..…….. 129

4.1 Расчет прочности стыков железобетонных колонн по предельным усилиям с учетом пространственной модели профессора Соколова Б.С …..……….………………………………………….……. 129

4.2 Динамический расчет стыков железобетонных колонн с использованием деформационной модели.…………………….…136

4.3 Расчет стыков сборных железобетонных колонн, усиленных металлическими обоймами в виде П-образных стержней ………155

4.4 Выводы по четвертой главе ………………….….………………… 161 ОСНОВНЫЕ ВЫВОДЫ …………………………………………………….…..

Список литературы …………………..…………………………….……..……165 ПРИЛОЖЕНИЕ 1. ПРОГРАММА ДЛЯ ЭВМ. Программа для расчета прочности сборных железобетонных колонн и их стыков с использованием областей относительного сопротивления, реализующая деформационную модель с учетом нелинейной работы бетона и арматуры («JBK -DM-Styk») ……………………………………………………….





. 88 ПРИЛОЖЕНИЕ 2. Патенты на изобретения и полезные модели ……… 200 ПРИЛОЖЕНИЕ 3. Документы, подтверждающие внедрение результатов диссертационной работы …………………204 ВВЕДЕНИЕ В последнее время вопросы реконструкции зданий и сооружений, связанные с переоборудованием и изменением их функционального назначения, приводящие к появлению или значительному увеличению статических и динамических нагрузок являются по-прежнему актуальными. Увеличению параметров действующих усилий в несущих железобетонных конструкциях и их стыках для каркасных зданий и сооружений также способствуют изменения в современной нормативной базе.

Анализ конструктивных решений стыков сборных железобетонных колонн каркасных зданий показал, что широкое распространение получил стык колонн, выполняемый с ванной сваркой продольных стержней. Данные стыки очень чувствительны к технологическим, конструктивным и другим отступлениям, что может привести к отказу отдельных несущих железобетонных конструкций или зданий в целом с повреждениями дорогостоящего оборудования, травмами и даже гибелью людей.

Имеющиеся на сегодняшний день теоретические и экспериментальные исследования работы стыков железобетонных колонн в основном проводились для статических нагружений. Исследований стыков железобетонных колонн при действии кратковременных динамических нагрузок крайне не достаточно.

Таким образом, решение вопросов по расчету прочности и деформативности стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими обоймами, является актуальным и имеет важное практическое значение при проектировании и реконструкции зданий и сооружений.

Работа выполнялась в рамках: 1-й аналитической ведомственной целевой программы Министерства образования и науки РФ «Развитие научного потенциала высшей школы на 2007 - 2011 г.г. по теме № 1.2.07 «Совершенствование теории расчета сжатых, сжатоизогнутых железобетонных конструкций, форм их колебаний, уточнение математической модели грунтов основания»; государственного заказа Министерства образования и науки РФ в 2014 - 2016 г.г. «Проведение научно-исследовательских работ (фундаментальных научных исследований, прикладных научных исследований и экспериментальных разработок)» по теме № 458 «Развитие теории расчета и проектирования сооружений минимальной материалоемкости».

Объектом исследования являются стыки симметрично армированных железобетонных колонн прямоугольного сечения.

Предметом исследования являются методы расчета силового сопротивления по прочности и деформативности стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими обоймами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях.

Цель работы. Разработка, реализация и экспериментальная проверка метода расчета по прочности стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях.

Задачи исследования:

на основе обзора, систематизации и анализа современных теоретических и экспериментальных данных определить предельные состояния и способы их нормирования, а так же предпосылки расчета стыков сборных железобетонных колонн при статическом и кратковременном динамическом нагружении с учетом нелинейной работы бетона и арматуры;

провести экспериментальные исследования стыков сборных железобетонных колонн, без усиления и усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях;

выполнить численные расчеты методом конечных элементов в трехмерной постановке стыков сборных железобетонных колонн при статическом и кратковременном динамическом нагружениях;

предложить метод расчета стыков сборных железобетонных колонн при статическом и кратковременном динамическом нагружении с учетом нелинейной работы бетона и арматуры, разработать алгоритм и программу расчета;

проанализировать и сопоставить результаты расчетов по предложенному методу с данными экспериментальных исследований стыков железобетонных колонн, без усиления и усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях.

Методология работы. Поставленные задачи решены в ходе теоретических и экспериментальных исследований, основанных на фундаментальных положениях в области железобетона. Физический эксперимент проведен в лицензированном испытательном центре «СТРОМТЕСТ» Томского государственного архитектурно-строительного университета с использованием оригинальных измерительных приборов и стендов, что обеспечило необходимую достоверность полученных результатов.

Научная новизна работы заключается в получении новых знаний о работе стыков железобетонных колонн при действии статических и кратковременных динамических нагрузок, а именно:

разработаны и экспериментально проверены аналитические зависимости расчета по предельным усилиям прочности стыков сборных железобетонных колонн при кратковременном динамическом нагружении, которые основаны на теории сопротивления анизотропных материалов сжатию и пространственной модели разрушения стыков, предложенной для статически нагруженных колонн профессором Соколовым Б.С.;

получены новые результаты расчетов по деформированию, трещинообразованию и разрушению стыков железобетонных колонн при кратковременном динамическом нагружении, которые показали удовлетворительную сходимость с результатами экспериментальных исследований;

показано, что разработанный метод расчета по прочности железобетонных колонн и их стыков, основанный на нелинейной деформационной модели, позволяет выполнить расчет колонн и стыков при любом сочетании продольных сил и изгибающих моментов от статических и кратковременных динамических воздействий;

получены новые экспериментальные данные о напряженнодеформированном состоянии и деформативности стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими элементами, характеризующиеся особенностями включения в работу элементов усиления в зависимости от конструктивного решения усиления.

Практическая значимость работы заключается в получении научно обоснованных результатов для разработки метода расчета по прочности стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом воздействиях; в создании программного продукта, позволяющего значительно упростить и сократить сроки решения задач прямого и обратного проектирования железобетонных колонн и их стыков; в разработке программы и методики экспериментальных исследований стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими элементами, при кратковременном динамическом воздействии; а так же в предложении усиления стыков колонн металлической обоймой в виде П-образных стержней и инженерного метода его расчета.

Достоверность результатов работы. Достоверность полученных результатов обеспечивается корректным использованием основных положений теории железобетона; расчетными предпосылками, основанными на анализе обширных экспериментальных данных о поведении материалов и конструкций при статическом и кратковременном динамическом нагружении; методологически обоснованным комплексом экспериментальных исследований с применением сертифицированных лабораторных приборов и установок; применением современных средств регистрации исследуемых параметров, достаточной воспроизводимостью экспериментальных величин. Точность метода расчета стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими обоймами, подтверждена удовлетворительной сходимостью теоретических и экспериментальных данных.

Реализация работы. Полученные результаты теоретических и экспериментальные исследований прочности стыков железобетонных колонн были использованы при разработке проекта усиления железобетонного каркаса кардиологического центра в г. Кемерово в связи с разрушением стыков железобетонных колонн. Разработанный программный продукт «JBK-DM-Styk», предназначенный для расчета железобетонных колонн и их стыков при кратковременном динамическом нагружении, прошел апробацию в ФГБУ «Всероссийский научно-исследовательский институт по проблемам гражданской обороны и чрезвычайных ситуаций» (Федеральный центр науки и высоких технологий)» и используются при расчетах железобетонных конструкций зданий специального назначения. Результаты исследований включены в специальный курс и лабораторные работы на кафедре «Железобетонные и каменные конструкции»

ФГБОУ ВПО «Томский государственный архитектурно-строительный университет» при подготовке бакалавров, специалистов и магистров по направлению 270100 «Строительство», что подтверждено справками о внедрении, приведенных в приложении 3 диссертации.

Личный вклад диссертанта состоит:

в разработке методики и проведении экспериментальных исследований стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях;

в выполнении аналитических и численных расчетов стыков железобетонных колонн, усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях в разработке алгоритма и программы расчета железобетонных колонн и их стыков при статических и кратковременных динамических воздействиях;

в разработке усиления стыка железобетонных колонн металлической обоймы в виде П-образных стержней и инженерного метода расчета данного усиления.

На защиту выносятся:

расчетные модели силового сопротивления стыков железобетонных колонн по прочности от статических и кратковременных динамических воздействий, реализующие деформационную модель и нелинейную работу бетона и арматуры;

результаты численных исследований методом конечных элементов в трехмерной постановке деформативности, трещинообразования и прочности стыков железобетонных колонн, без усиления и усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях;

методика и результаты экспериментальных исследований стыков железобетонных колонн, без усиления и усиленных металлическими элементами, при статическом и кратковременном динамическом нагружениях;

усиление стыков железобетонных колонн металлической обоймы в виде П-образных стержней и инженерный метод его расчета.

Апробация работы. Основные положения диссертационной работы докладывались на научных семинарах кафедры «Железобетонные и каменные конструкции» Томского государственного архитектурно-строительного университета (2009 – 2014 г.г.); на VIII Академических чтениях РААСН «Международная научно-техническая конференция «Механика разрушения строительных материалов и конструкций» (г. Казань, 18-20 сентября 2014 г.); на VI, VII, IX и XI Международных конференциях студентов и молодых ученых «Перспективы развития фундаментальных наук» (г. Томск, 2009 г., 2010 г., 2012 г, 2014 г ТПУ); на II Всероссийской конференции «Актуальные проблемы строительной отрасли» (66-я научно-техническая конференция НГАСУ (Сибстрин), 2009 г., г. Новосибирск); на 12-й Сибирской (международной) конференции по железобетону «Научные труды Общества железобетонщиков Сибири и Урала»

(4 февраля 2010 г, г. Новосибирск). В полном объеме работа доложена и одобрена на совместном научном семинаре кафедр ФГБОУ ВПО ТГАСУ (г. Томск, сентябрь 2014 года) и на совместном научном семинаре кафедр ФГБОУ ВПО НГАСУ (Сибстрин) (г. Новосибирск, октябрь 2014 года).

Публикации. По материалам диссертации опубликовано 18 печатных работ, включая пять статей, опубликованные в журналах входящих в перечень изданий, рекомендованных ВАК, 2 патента РФ на изобретение и 1 патент РФ на полезную модель.

Объем и структура работы. Диссертация объемом 206 страниц машинописного текста состоит из введения, четырех глав, основных выводов, списка литературы из 198 наименований, трех приложений, включая 3 таблицы, 76 рисунков.

ГЛАВА 1 СОСТОЯНИЕ ВОПРОСА ПО ИССЛЕДОВАНИЮ

ПРОЧНОСТИ СТЫКОВ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН, УСИЛЕННЫХ

МЕТАЛЛИЧЕСКИМИ ЭЛЕМЕНТАМИ, ПРИ СТАТИЧЕСКОМ И

КРАТКОВРЕМЕННОМ ДИНАМИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИЯХ

1.1 Конструктивные решения стыков сборных железобетонных колонн

Колонна – вертикальный стержневой элемент каркаса, служащий в основном для восприятия вертикальной нагрузки от прикрепленных к нему или опирающихся на него других элементов – ригелей, балок, плит покрытия и перекрытия и др.

Колонны предусматриваются бесстыковыми и стыковыми. Бесстыковые колонны имеют предельную высоту и применяются в зданиях малой и средней этажности. Применение стыков сборных железобетонных колонн по высоте позволяет увеличить этажность зданий и сооружений. Однако, при стыковании железобетонных колонн количество стыков должно быть минимальным в связи со значительными трудозатратами при их устройстве. С этой целью колонны могут изготавливаться на два или на три этажа, а стыки располагаются в наименее напряженных сечениях (вблизи нулевых точек изгибающих моментов), так как сечение по стыку обычно менее прочно и жестко по сравнению с основным сечением колонны. Обычно для удобства производства работ стык располагают на высоте 0,7-0,9 м от уровня пола перекрытия [39, 97, 111, 147, 170].

Стыки сборных железобетонных колонн обычно проектируются с некоторым запасом прочности по сравнению с сопрягаемыми элементами. В месте стыка возможно возникновение дополнительных усилий, вызванных эксцентриситетами из-за дефектов изготовления и монтажа конструкций, различными свойствами материалов, неравномерными напряжениями от сварки закладных деталей, выпусков продольной арматуры [147].

В отечественной практике строительства конструкции стыков колонн прошли эволюцию от бессварных шарнирных стыков и стыков, соединяемых сваркой тяжелых оголовников в серии ИИ-04, до стыков, выполняемых с ванной сваркой выпусков продольной арматуры, винтовых и пр. [176].

Исследованию стыков сборных железобетонных колонн при статическом нагружении посвящены работы Васильева А.П. [28, 32, 30, 26, 27, 33, 29, 31, 177], Горшковой В.М. [44], Гусакова В.Н. [53], Иванова В.В. [32, 30, 64], Кваши В.Г. [70], Коровина Н.Н. [73], Крицмана Ю.Л. [56], Крылова С.М. [73], Кудрявцева А.А. [74], Латыпова Р.Р. [162, 159, 164, 165], Левчича В.В. [70], Литвинова Л.Н. [78], Малышева В.П. [84], Маткова Н.Г. [28, 32, 30, 26, 27, 33, 29, 74, 87, 90, 88, 89, 91, 176], Никитина Г.П. [161, 101, 102], Родичкина Е.Г.

[64], Соколова Б.С. [160, 163, 162, 159, 164, 165, 161], Эпп А. [186] и мн. др.

Исследования зарубежных ученых в основном направлены на расчет и конструирование железобетонных конструкций при действие на них сейсмических нагрузок [198, 194, 193, 190]. В работе [198] рассматриваются железобетонные конструкции, подверженные локальному загружению.

В отечественном строительстве первое полносборное жилое здание, имеющее семь этажей, было возведено в 1927 году в Москве и предназначалось для общежития. Конструкции данного каркаса были разработаны в Государственном институте сооружений (ГИС) под руководством Гвоздева А.А. и по предложению Лолейта А.Ф., Красина Г.Б. и Костырко Е.В., стыки колонн были выполнены в уровне перекрытия с контактом плоских торцов колонн и опорной части продольной балки. При данном конструктивном решении колонны и их стыки работали на сжатие, близкое к осевому [176].

Позже сотрудниками ГИС был предложен стык колонн в виде шарнирного опирания (рисунок 1.1.1, а). Каркас здания при данном варианте стыков собирался из П-образных рам с односторонними консолями и подвесных ригелей. Шарнирное опирание рамам обеспечивали сферические торцы стоек. Для изучения работы шарнирного стыка Васильевым А.П. было испытано восемь экспериментальных образцов колонн со стыками. Проведенные испытания позволили выявить большую деформативность данных стыков вследствие обжатия сферических торцов, развития трещин и скалывания углов. Разрушение происходило не в уровне стыка, а по телу колонны. Конструктивное решение в виде П-образных рам было применено на некоторых многоэтажных промышленных зданиях. Исследования шарнирных стыков были продолжены Крыловым С.М. и Коровиным Н.Н. [176, 73]. Предложено сферический стык располагать в уровне перекрытия, а расчетную схему при этом рассматривать как одноили двухэтажную раму с шарнирными опорами и жестким сопряжением ригелей с колоннами. При этом высота каркаса ограничивалась 16 этажами. Однако с увеличением этажности зданий, которое приводит к увеличению нагрузок, потребовалось включить в работу оборванные в зоне стыка стержни посредством соединения их при помощи сварки (рисунок 1.1.1, б). При таком конструктивном решении была нарушена идея шарнира, а в уровне стыка наблюдалось образование трещин и даже разрушение бетона, что потребовало отказаться от сухого опирания по всей сфере колонны. Было предложено выполнять плоскую краевую срезку части вогнутой сферы с инъецированием зазора между торцами колонн (рисунок 1.1.1, в). Экспериментально было доказано снижение деформативности сферических стыков, которая зависела от кривизны стыкуемых элементов и прочности раствора в шве. При возведении ряда каркасных зданий в сейсмических районах были разработаны и предложены сферические стыки колонн с центрирующим стержнем в нижней колонне и гнездом в верхней.

а) б) в) Рисунок 1.1.

1 – Конструктивное решение стыков сборных железобетонных колонн со сферическими торцами Несмотря на простоту устройства сферических стыков сборных железобетонных колонн они не получили широкого распространения при возведении каркасных зданий из-за образования дополнительных шарниров, которые способствуют увеличению изгибающих моментов в узлах сопряжения ригелей с колоннами. Кроме этого сборные железобетонные колонны со сферическими торцами должны иметь высокую степень точности при изготовлении и монтаже.

При переходе на заводское изготовление железобетонных конструкций потребовалось создание отдельных линейных элементов каркаса.

Первое каркасное многоэтажное здание, построенное из линейных элементов, было возведено в 1934 году. Колонны были выполнены с разрезкой на один этаж. Ригели имели двухстенчатое сечение с поперечными диафрагмами, которые совместно образовывали стаканы для стыковки колонн (рисунок 1.1.2, а). Стыковка колонн могла происходить без перепуска и с перепуском арматуры колонн. Такие замоноличенные стыки обладали большой прочностью и жесткостью и обеспечивали работу каркаса как рамной конструкции, аналогичной монолитной.

В Магнитогорске для сборного каркаса был разработан и применен совмещенный узел колонны с прогоном, который требовал выполнения массивной надколонной части прогона с двумя конусообразными отверстиями для установки колонн (рисунок 1.1.2, б). Недостатком такого решения являлось возникновение в конструкции прогона усилия раскалывания, для восприятия которого требовалась установка дополнительного армирования. Кроме этого, выполнение таких узлов требует очень точного изготовления.

В практике строительства многоэтажных зданий с безбалочными перекрытиями получили свое место стыки сборных железобетонных колонн, выполняемые в уровне перекрытия с капителями (рисунок 1.1.3, а, б), а также стыки колонн, осуществляемые сваркой закладных деталей при помощи арматурных накладок с размещением стыка в диске перекрытия (рисунок 1.1.3, в) или выше уровня капители (рисунок 1.1.3, г).

а) б)

Рисунок 1.1.2 – Конструктивные решения бессварных стыков сборных колонн:

а – со стаканом из двухстенчатых ригелей с поперечными диафрагмами; б – с конусообразными отверстиями в прогонах Шарнирные стыки сборных железобетонных колонн кроме сферических торцов, которые рассматривались выше, могут иметь и плоские торцы, усиленные сетками косвенного армирования. При этом шарнирный стык используется только в случае малого эксцентриситета. Таким образом, данный стык применим для зданий со связевыми системами, где рамы каркаса рассчитаны только на работу вертикальных нагрузок, а все горизонтальные нагрузки передаются на систему продольных и поперечных диафрагм жесткости. Работа шарнирного стыка колонн на поперечную силу была рассмотрена Горшковой В.М. [44].

Проведены экспериментальные исследования и предложены формулы расчета прочности стыка сборных железобетонных колонн на срез при выполнении шва из полимерраствора и наличии штыря, выступающего из торца верхней колонны и анкеруемого на растворе в стальной трубке каркаса нижней колонны.

Экспериментальные исследования проводились при неблагоприятных для стыка условиях – сочетание максимальной поперечной силы и минимальной продольной. Расчет по предложенным формулам показал надежность данного стыка.

а) б) <

–  –  –

Рисунок 1.1.

3 – Конструктивное решение стыков сборных железобетонных колонн с устройством капителей : а, б – в уровне перекрытия с перепуском арматуры; в, г – при помощи сварки закладных деталей в уровне перекрытия (в) и выше капители (г) Стыки сборных железобетонных колонн без сварки арматуры и закладных деталей при возведении каркасных зданий производились до 50-х годов XX века, что обуславливалось трудностью организации сварочных работ.

Позже при возведении каркасов многоэтажных зданий широкое распространение получили сварные металлические стыки, которые использовались в сериях ИИ-04 и ИИ-20. Данные стыки выполнялись с устройством металлических оголовков, которые приваривались к продольной арматуре, с последующим обетонированием цементным раствором по сетке (рисунок 1.1.4, а, б). Работа стыков колонн с металлическими оголовками была исследована в ЛИСИ и НИИЖБ. Гусаковым В.Н. было предложено заменить металлический оголовок горизонтальным листом (рисунок 1.1.4, в), к которому приваривается четыре стержня, заанкеренных в тело колонны, а продольная арматура при этом обрывается у торцов колонн, усиленных косвенным армированием в виде арматурных сеток [53, 52]. Экспериментальные исследования конструкций стыков с металлическими оголовками показали их достаточную прочность и жесткость.

При этом допускается вести монтаж каркаса здания в зимнее время. Однако данная конструкция стыка многодельная и требует большого расхода металла и больших трудозатрат на ручной дуговой сварке. Также при монтажных работах в зоне стыка образуются перекосы опорных плоскостей, приводящие к образованию клинообразной щели, что повышает деформативность таких стыков.

Позже для экономии и рационального использования металла начинают разрабатывать и внедрять в производство железобетонные стыки, которые не имеют металлических оголовков. Был предложен стык железобетонных колонн, в котором опирание верхней колонны на нижнюю происходило через металлическую трубу, заполненную бетоном (рисунок 1.1.4, г) [31, 53, 57, 56, 176].

а) б) в) г) Рисунок 1.1.

4 – Стыки колонн с ручной сваркой: а, б – с применением металлических оголовков; в – с применением металлических листов; г – с применением металлической трубы Отмеченные недостатки шарнирных стыков и стыков с металлическими оголовками были исключены при разработке НИИЖБ облегченных стыков с плоскими торцами колонн и поперечным косвенным армированием в виде сеток в зоне стыка [30, 64, 70, 74, 88, 89, 176, 177]. Надежность данных стыков подтверждается многочисленными исследованиями и опытом применения их в сборных каркасах, возводимых по сериям 1.020, 1.420-12, 1.420-13, 1.420-6 и мн. др., введенных взамен ранее действовавших серий ИИ-04 и ИИ-20. В данных стыках, в зависимости от количества соединяемых ванной сваркой стержней, концы колонн имеют разные подрезки: угловую (рисунок 1.1.5, а), боковую (рисунок 1.1.5, б), по периметру (рисунок 1.1.5, в).

–  –  –

Рисунок 1.1.5 – Стыки колонн с полуавтоматической ванной сваркой:

а – с угловой подрезкой; б – с боковой подрезкой;

в – с подрезкой по периметру; г – с арматурным сердечником Проектно-исследовательские организации ЦНИИпромзданий, Моспроект-1, МНИИТЭП и др. совместно с НИИЖБ проводили комплексные исследования железобетонных колонн и их стыков с косвенным армированием в виде поперечных арматурных сеток (не менее пяти), установленных в уровне стыка.

Получены формулы для определения длины анкеровки обрываемой арматуры в бетоне, армированном сетками косвенного армирования, и для определения количества данных сеток на концах колонны с учетом зоны упрочнения бетона над сетками [28]. Выпуски продольных стержней в уровне стыка при различных подрезках бетона соединялись при помощи полуавтоматической ванной сварки. Экспериментальные исследования данного варианты стыка сборных железобетонных колонн проводились как при центральном, так и при внецентренном сжатии.

Матковым Н.Г. предложены формулы для расчета несущей способности стыка сборных железобетонных колонн, выполняемых с поперечным косвенным армированием в виде сеток и полуавтоматической ванной сваркой выпусков продольных стержней, в стадии монтажа и в стадии эксплуатации [90]. При расчете замоноличенных стыков рекомендуется введение коэффициентов условий работы к расчетному сопротивлению бетона с учетом сеток косвенного армирования в стыке колонн (0,9) и к расчетному приведенному сопротивлению бетона замоноличивания (0,8). В работах Соколова Б.С. и Никитина Г.П. [101, 102, 160, 163, 161] рассмотрена работа стыков сборных железобетонных колонн с ванной сваркой продольных стержней, предложена методика расчета таких стыков. Данная методика предполагает разрушение контактных стыков в результате внедрения в тело элемента уплотненного бетона в виде пирамиды или конуса, в зависимости от формы грузовых площадок. При этом уплотненный бетон, проникая в тело элемента, приводит к его разрушению от преодоления сопротивления бетона раздавливанию, отрыву и сдвигу.

Ранее в нормативных документах [157, 136] были рассмотрены расчеты стыков сборных железобетонных колонн, выполняемые ванной сваркой выпусков продольной арматуры, расположенных в специальных подрезках. Из современных нормативных документов [167, 168] данные расчеты исключены.

Для зданий с повышенными нагрузками был разработан стык сборных железобетонных колонн с сердечниками в виде пакета из гибкой стержневой арматуры [32, 74]. Усилия в сердечниках передаются через стальные центрирующие прокладки, установленные по торцам сердечников (рисунок 1.1.5, г).

Гибкие стержневые сердечники могут устраиваться как на всю высоту колонны, так и в зоне стыка в дополнение к сеткам косвенного армирования. При таком варианте в стыке железобетонных колонн свариваются только выпуски продольной арматуры, а сердечники свободно опираются друг на друга через приваренные к ним стальные пластины с центрирующей стальной прокладкой.

Проведенные НИИЖБ исследования показали достаточную надежность работы и экономическую эффективность колонн с сердечниками из гибкой арматуры.

В практике отечественного и зарубежного строительства свое место нашли стыки сборных железобетонных колонн, выполняемые с использованием полимеррастворов. В качестве полимеррастворов применялись в основном эпоксидные и, реже, полиэфирные составы [33, 176, 177, 91].

При склеивании эпоксидным клеем торцов колонн прочность шва оказывается выше прочности соединяемых элементов, что было подтверждено многочисленными испытаниями конструкций стыков на растяжение, изгиб и срез. При этом разрушение экспериментальных конструкций происходило не по клеевому шву, а по телу колонны. Клеевые стыки обладают не только большой прочностью, но и высокой коррозионностойкостью. Тонкие клеевые швы требуют большой точности изготовления и монтажа, что отражается на величине допусков. При необходимости компенсации больших допусков (10-20 мм) швы заполняются полимеррастворами, применение которых обеспечивает лучшее упрочнение зоны соединения колонн и меньшую деформативность шва по сравнению с растворами на основе цемента.

Эпоксидные составы также нашли свое место для соединения арматуры в стыках сборных железобетонных конструкций, которые могут быть выполнены в трубках, на муфтах, заполненных полимерраствором (рисунок 1.1.6). Недостатком полимеррастворов является их малая огнестойкость, который может быть исключен путем устройства по контуру шва цементно-гипсовой обмазки.

Стыки колонн на полимеррастворах (без сварки выпусков арматуры) рекомендуется выполнять с устройством плоских торцов. При этом выпуски арматурных стержней устраиваются в верхних элементах и анкеруются в гнездах (трубках), установленных внутри нижних элементов. При использовании данного конструктивного решения стыков колонн особое внимание при изготовлении должно быть уделено соосности выпусков, а при монтаже – соблюдению проектного положения колонн. В ходе проведения экспериментальных исследований было доказано, что прочность стыков железобетонных колонн с анкеровкой арматуры в трубках на полимеррастворах выше прочности сечения, находящегося вне стыка колонны.

–  –  –

По данным отечественных и зарубежных исследований, более перспективными являются бессварочные соединения – гильзовые, сотовые, штепсельные, муфтовые и др. [26, 27, 33, 82, 87, 81]. В работах Васильева А.П. и Маткова Н.Г. [26] приведены экспериментальные исследования бессварочных стыков, выполняемых с применением высокопрочных бетонных вкладышей, тарлепов, анкерных болтов и муфт. Рассмотрена методика расчета и даны рекомендации по конструированию данных стыков. На основании проведенных экспериментальных и теоретических исследований НИИЖБ в 1985 г. были изданы «Рекомендации по проектированию и выполнению контактных стыков с обрывом и анкеровкой арматуры в железобетонных колоннах многоэтажных зданий»

[147].

В отдельных каркасных зданиях, в том числе и в зданиях со сборномонолитным каркасом, разработанным ООО "Проектное управление "КаркасПроект ДСК" в г. Чебоксары, были применены стыки колонн вилочного (или «штепсельного») типа (рисунок 1.1.7, а). В работе Эпп А. [186] рассматриваются конструктивное решение, достоинства и недостатки вилочного стыка. При данном конструктивном решении на нижнем элементе стыка колонн устраиваются 4 скважины, расположенные по оси угловых продольных стержней колонны, а в верхнем элементе – встречные арматурные выпуски. В отличие от плоских стыков железобетонных колонн с ванной сваркой продольных стержней (серии ИИ-04 и 1.020-1/83) при производстве штепсельного стыка исключены сварка арматурных выпусков и омоноличивание подрезок. В вилочном стыке сцепление продольной арматуры и бетона происходит за счет раствора, которым предварительно заполняются скважины нижнего элемента стыка колонн. Дополнительно вокруг скважины допускается размещать спираль из арматурной проволоки. Такие стыки могут работать как на центральное сжатие, так и на внецентренное при больших эксцентриситетах. Недостатками вилочного стыка являются щелевые зазоры в шве между верхним и нижним элементами стыка колонн, что исключает передачу нагрузки на всю площадь поперечного сечения. Кроме этого в зимнее время необходимо исключить попадание воды в скважины, которая замерзая, раскалывает бетон в скважинах и приводит к оголению продольной рабочей арматуры. Исследованию прочности и податливости штепсельных стыков сборных железобетонных колонн при действии статических и сейсмических нагрузок посвящены работы Соколова Б.С., Латыпова Р.Р., в которых описываются экспериментальные и численные исследования [162, 159, 164, 165]. По результатам исследований предложены методики расчета прочности и податливости штепсельных стыков.

В нескольких сборно-монолитных каркасах зданий, строящихся в Екатеринбурге, применен вариант бессварного стыка, в котором передача сжимающих усилий в продольных арматурных стержнях происходит через тонкий слой цементного раствора [186]. В нижнем элементе стыка колонн имелось отверстие для фиксации центрирующего стержня, установленного в верхнем элементе стыка (см. рисунок 1.1.7, б). Для исследования работы данного варианта стыка сборных железобетонных колонн были проведены экспериментальные исследования, которые показали его достаточную несущую способность. При этом разрушение происходило за пределами зоны стыка (по телу колонны).

Главными достоинствами плоского бессварочного стыка сборных железобетонных колонн с центрирующим стержнем являются малая металлоемкость при изготовлении стыка, а также малая трудоемкость и небольшой объем раствора при монтаже. Кроме достоинств данный вариант стыка имеет и недостатки: усложнение заводского производства из-за малых допусков при изготовлении, ограничение области применения в зоне больших эксцентриситетов.

а) б) Рисунок 1.1.

7 – Конструктивные решения штепсельных (а) и плоского (б) бессварочного стыков сборных железобетонных колонн В экпериментальной архитектурно-строительной системе «КАСКАД» (ЭАСС «КАСКАД») Томской домостроительной компанией в г. Томске были применены винтовые стыки на угловых шпильках, которые позволяют вести монтаж «сухим» способом в независимости от сезона возведения (см. рисунок Произведены 1.1.8). Рисунок 1.1.8 – Винтовой стык на угловых шпильках экспериментальные и численные исследования работы винтовых стыков натурных железобетонных колонн высотой 1,2 м и 3,5 м, которые показали хорошую сходимость, а так же достаточную несущую способность [40, 42, 149, 113, 121].

Обзор конструктивных решений показал, что частое применение в многоэтажных каркасных зданиях рамной и связевой систем получил стык сборных железобетонных колонн, выполняемый с ванной сваркой продольных стержней. При этом существующие исследования и методы расчета стыков сборных железобетонных колонн рассмотрены в основном на статическое воздействие.

Исследований при кратковременном динамическом нагружении крайне мало, а методы их расчета при таких воздействиях отсутствуют.

1.2 Дефекты стыков сборных железобетонных колонн

При проектировании каркасных зданий особое внимание необходимо уделять стыкам сборных железобетонных конструкций, которые должны иметь такие решения, которые бы обеспечивали снижение металлоемкости и трудоемкости, а также повышение технологичности и надежности. Последнее требование наиболее важно, так как именно от надежности стыков сборных железобетонных конструкций в большей мере зависит надежность здания в целом.

Для нормальной эксплуатации стыков сборных железобетонных колонн необходимо исключить дефекты, которые могут быть допущены на всех стадиях проектирования, изготовления, транспортировки, монтажа и эксплуатации. Некоторые причины, вызывающие необходимость усиления железобетонных колонн и их стыков, приведены на рисунке 1.2.1. Более подробно дефекты строительных конструкций и их стыков, а также причины возникновения дефектов рассмотрены в работах Алексеева В.К., Балдина И.В., Гроздова В.Т., Мальганова А.И., Плевкова В.С., Полищука А.И., Тарасова В.А., Тонких Г.П., Физделя И.А. и мн. др. [5, 51, 52, 85, 117, 179, 182, 183]. В данном параграфе рассмотрены дефекты, выявленные в стыках сборных железобетонных колонн с полуавтоматической ванной сваркой продольных стержней, как наиболее часто встречающиеся в практике строительства.

Стык сборных железобетонных колонн с полуавтоматической ванной сваркой продольных стержней встречается в каркасах межвидовых унифицированных серий 1.020, 1.420-12, 1.420-13, 1.420-6 и мн. др. При качественном выполнении стыка его прочность превышает прочность сечений колонны вне стыка.

Однако при проектировании, изготовлении и монтаже колонн часто допускаются дефекты в виде:

- недостаточного армирования стыка как косвенным армированием, так и продольной арматурой;

- несоответствия диаметра, количества, марок и классов арматурных стержней проектным решениям;

- несоосности продольной арматуры;

- отклонения геометрических размеров от проектных решений на величину больше допускаемых значений;

- пониженной прочности бетона колонны и бетона замоноличивания подрезок;

- частичного и полного разрушения бетонного выступа;

- замены цементного раствора, предназначенного для чеканки зазора между торцами колонн, на заполнение бетоном при бетонировании подрезок;

- наличия трещин в бетоне колонны и бетоне замоноличивания подрезок;

Рисунок 1.2.

1 – Причины, вызывающие необходимость усиления железобетонных колонн и их стыков

- смещений колонн от проектного положения по вертикали и в плане;

- несоблюдения высотных отметок колонн и их стыков;

- замены ванной сварки на дуговую с накладками в стыках колонн, выполнения сварного шва с раковинами и разрывами.

Привести сборные железобетонные колонны и их стыки в ограниченно работоспособное, недопустимое или даже аварийное состояние может неправильная эксплуатация здания или сооружения.

При эксплуатации необходимо не допускать:

- протечек агрессивных жидкостей;

- плохой вентиляции помещений;

- повышения нагрузок больше предусмотренных проектом;

- повреждений, которые снижают несущую способность, и т.д.

Все перечисленное выше приводит к появлению дополнительных изгибающих моментов и больших эксцентриситетов продольных усилий, которые вызывают отказы отдельных несущих железобетонных конструкций или здания в целом с повреждениями дорогостоящего оборудования, травмами и даже гибелью людей [32].

Ниже приведены характерные дефекты стыков железобетонных колонн на примере двух каркасных зданий: многопрофильной больницы в г. Междуреченске и Кардиологического центра в г. Кемерово.

В ходе проведения обследования каркаса здания многопрофильной больницы в г. Междуреченске Кемеровской области были выявлены многочисленные дефекты колонн и их стыков, появившиеся в период строительства и за длительное время, когда здание находилось без консервации [99]. При этом были отмечены следующие дефекты стыков железобетонных колонн: несоосность продольной арматуры; смещение колонн от проектного положения по вертикали и в плане; несоблюдение высотных отметок колонн и их стыков; коррозия продольных стержней в стыке колонн из-за необетонирования подрезок (см. рисунок 1.2.2).

Рисунок 1.2.

2 – Дефекты стыков сборных железобетонных колонн каркаса здания многопрофильной больницы в г. Междуреченске Кемеровской области Из-за дефектов, допущенных при проектировании, изготовлении и монтаже сборных железобетонных конструкций, в 2006 г. произошел отказ отдельных стыков сборных железобетонных колонн первого этажа двенадцатиэтажного здания Кардиологического центра в г. Кемерово (см. рисунок 1.2.3).

Рисунок 1.2.

3 – Разрушение стыков сборных железобетонных колонн первого этажа двенадцатиэтажного здания Кардиологического центра в г. Кемерово К разрушению стыков сборных железобетонных колонн привело отступление их фактического косвенного армирования от проектного: вместо предусмотренных проектом восьми сеток, выполненных из арматуры диаметром 12 мм класса А-III, было установлено три сетки из арматуры диаметром 6…8 мм класса А-III. Кроме этого было допущено отступление от проектного армирования колонн подвала, первого, второго и третьего этажей: вместо 8 стержней диаметром 40 мм класса А-III было установлено 6 стержней того же диаметра и класса. При проектировании каркаса здания было ошибочно подобрано армирование отдельных колонн подвала, первого, второго, четвертого, пятого и восьмого этажей. Также каркас здания Кардиологического центра в период приостановки строительства находился без предварительной консервации, что сопровождалось многократным замачиванием атмосферными осадками и попеременным замораживанием и оттаиванием в увлажненном состоянии бетона строительных конструкций. Сварка угловых продольных стержней сборных железобетонных колонн в уровне стыка была осуществлена при помощи двух накладок из арматурных коротышей меньшего диаметра (25…28 мм) на каждом стержне, что не соответствует требованиям нормативных документов и проектных решений. Согласно проекту стыки колонн должны выполняться ванной сваркой четырех угловых стержней. Для нормально эксплуатации стыки сборных железобетонных колонн должны быть обетонированы. Однако в местах сопряжения колонн оголена рабочая арматура и сварка арматурных стержней. Некоторые стыки вместо бетона заполнены раствором.

Разрушение стыков сборных железобетонных колонн каркаса здания Кардиологического центра в г. Кемерово произошло со смещением колонн в вертикальной плоскости до 30…50 мм и со смещением в горизонтальной плоскости до 15…20 мм. Стержни продольной арматуры трех колонн первого этажа потеряли устойчивость, произошло их выпучивание, разрушились места соединения продольных стержней при помощи арматурных коротышей. Продольная арматура других шести колонн первого этажа начала терять устойчивость. В некоторых колоннах и их стыках образовались продольные и поперечные трещины.

Проведенные обследования и анализ литературных источников показали, что стыки сборных железобетонных колонн, выполняемые с ванной сваркой продольных стержней, очень чувствительны к технологическим, конструктивным и другим дефектам. При наличии дефектов в стыках железобетонных колонн, последние, как правило, требуют дополнительного проверочного расчета с возможным дальнейшим их усилением от статических и кратковременных динамических воздействий. При необходимости, усиление железобетонных колонн и их стыков может быть выполнено одним из способов усиления [138, 139]. Наиболее часто встречаемые способы усиления железобетонных колонн и их стыков приведены на рисунке 1.2.4.

1.3 Исследование прочности железобетонных колонн и их стыков с учетом пространственной работы зданий В данном параграфе приводятся результаты исследований прочности железобетонных колонн и их стыков с учетом пространственной работы зданий на примере каркаса здания Кардиологического центра в г. Кемерово. Расчеты выполнялись при помощи ВК «SCAD» на статические и динамические (с учетом пульсации ветра) нагрузки [156, 166]. При этом были рассмотрены расчетные схемы пространственного каркаса с отсутствием или наличием дефектов, рассмотренных в параграфе 1.2, а также со смещением колонн в вертикальной плоскости до 30…50 мм и со смещением в горизонтальной плоскости до 15…20 мм [180].

В расчетах рассматривались 2 пространственных блока, образованные сборными железобетонными колоннами, на консоли которых установлены железобетонные ригели таврового сечения. По полкам ригелей уложены железобетонные многопустотные плиты и плиты-распорки междуэтажных перекрытий и покрытия. В состав расчетных схем входят также железобетонные диафрагмы жесткости. Расчетные схемы содержат: первая – 14885 узлов и 12699 конечных элементов; вторая – 13778 узлов и 11637 конечных элементов. Второй блок зеркален первому и отличается только высотой подвала и первого этажа (3,3 м и 4,2 м соответственно). Общие виды пространственных блоков в осях «А-Ж, 1-9» и «А-Ж, 10-17» Кардиологического центра в г. Кемерово представлены на рисунке 1.3.1.

Рисунок 1.2.

4 – Классификация способов усиления железобетонных колонн и их стыков

–  –  –

Рисунок 1.3.

1 – Общие виды пространственных блоков в осях «А-Ж, 1-9» (а) и в осях «А-Ж, 10-17» (б) В результате статических и динамических расчетов (с учетом пульсации ветра) получены максимальные значения перемещений узлов пространственных систем и максимальные усилия в элементах; частоты и периоды собственных колебаний систем при динамических загружениях и другие параметры.

Полученные результаты использовались для оценки несущей способности железобетонных конструкций здания Кардиологического центра. Анализ проверочных расчетов сечений колонн при фактическом армировании и при фактических нагрузках показал, что не обеспечивается несущая способность колонн подвального, первого, второго, третьего, четвертого, пятого и восьмого этажей.

Перегрузка составляет 3,6…23,8 %. Сравнение проектных и фактических значений несущей способности, армирования и марки бетона железобетонных колонн по осям «4», «5», «6» по ряду «Г» представлены в таблице 1.3.1. Сравнение расчетных усилий в колоннах каркаса с их несущей способностью при проектном решении, при фактическом решении, а также при фактическом решении с усилением металлическими элементами приведено на рисунке 1.3.2.

–  –  –

Рисунок 1.3.

2 – Сравнение расчетных усилий в колоннах каркаса с их несущей способностью: а) при проектном решении; б) при фактическом решении; в) при фактическом решении и выполненном усилении Таблица 1.3.1 – Сравнение несущей способности железобетонных колонн по осям «4», «5», «6» по ряду «Г»

На расчетной схеме пространственного блока каркаса Кардиологического центра было промоделировано разрушение стыков колонн на первом этаже с целью изучения перераспределения усилий между колоннами. При этом рассмотрено 2 варианта расчетов: 1-й – при вертикальном смещении верха колонн первого этажа на 20 мм; 2-й вариант – при вертикальном смещении на 50 мм.

Анализ результатов расчетов показал, что усилия при вертикальном смещении верха колонн первого этажа на 20 мм в некоторых колоннах увеличиваются в 1,079…1,088 раза и в 1,257…1,288 раза – при вертикальном смещении верха колонн первого этажа на 50 мм. Проверочные расчеты показали, что несущая способность некоторых колонн в подвальном этаже, на первом, втором, третьем, четвертом и восьмом этажах при учете перераспределения усилий не обеспечивается. Перегрузка составляет 9,5…41,2 %.

Для восстановления несущей способности данных стыков железобетонных колонн каркаса были предложены варианты их усиления металлическими обоймами: обойма в виде уголков и планок (рисунок 1.3.3, а) и обоймы в виде П-образных стержней (рисунок 1.3.3, б и рисунок 1.3.3, в). Более подробно конструктивное решение предложенных вариантов усиления приведено в главе 3.

Выполненная оценка несущей способности усиленных железобетонных колонн и их стыков при действии статических и динамических (с учетом пульсации ветра) нагрузок с учетом пространственной работы конструкций показала правомерность и надежность предложенных способов усиления строительных конструкций каркаса здания кардиологического центра в г. Кемерово, пострадавшего при разрушении стыков железобетонных колонн (рисунок 1.3.2, в).

Расчеты пространственных систем зданий показали, что даже при наличии дефектов в железобетонных колоннах и их стыках сборных каркасных зданий, выполненных по связевой системе, колонны и их стыки воспринимают только вертикальные нагрузки, вызывающие их перегрузку, оценка которых может быть выполнена с учетом предельных усилий. В каркасных зданиях, выполненных по рамной системе, наличие дефектов в стыках колонн приводит к увеличению продольной силы и изгибающих моментов. При этом возникает необходимость в расчетах при любом сочетании продольных сил и изгибающих моментов, основанных на нелинейной деформационной модели. Увеличение усилий, возникающих в сборных железобетонных колоннах и их стыках, приводит к необходимости выполнения дополнительных проверочных расчетов и возможного дальнейшего их усиления.

–  –  –

1. Обзор литературных источников показал, что наиболее частое применение в многоэтажных каркасных зданиях рамной и связевой систем получил стык сборных железобетонных колонн, выполняемый с ванной сваркой продольных стержней. В связи с увеличением объемов реконструкций зданий и сооружений с изменением их функционального назначения и действующих нагрузок исследования данных стыков с усилениями металлическими элементами являются актуальными, особенно при кратковременно динамических воздействиях.

2. Проведенные обследования и анализ литературных источников показали, что стыки сборных железобетонных колонн, выполняемые с ванной сваркой продольных стержней, очень чувствительны к технологическим, конструктивным и другим дефектам, что может привезти к отказу отдельных несущих железобетонных конструкций или зданий в целом с повреждениями дорогостоящего оборудования, травмами и даже гибелью людей. Допущенные дефекты, как правило, требуют дополнительного расчета стыков сборных железобетонных колонн с возможным дальнейшим их усилением от статических и кратковременных динамических воздействий.

3. Существующие исследования и методы расчета стыков сборных железобетонных колонн рассмотрены в основном на статическое воздействие, при кратковременном динамическом нагружении таких исследований крайне не достаточно.

4. Расчеты пространственных систем зданий показали, что даже при наличии дефектов в железобетонных колоннах и их стыках сборных каркасных зданий, выполненных по связевой системе, колонны и их стыки воспринимают только вертикальные нагрузки, вызывающие их перегрузку, оценка которых может быть выполнена с учетом предельных усилий. В каркасных зданиях, выполненных по рамной системе, наличие дефектов в стыках колонн приводит к увеличению продольной силы и изгибающих моментов. При этом возникает необходимость в расчетах при любом сочетании продольных сил и изгибающих моментов, основанных на нелинейной деформационной модели. Увеличение усилий, возникающих в сборных железобетонных колоннах и их стыках, приводит к необходимости выполнения дополнительных проверочных расчетов и возможного дальнейшего их усиления.

5. Необходима разработка новых технологичных вариантов усиления и инженерных методов их расчета.

ГЛАВА 2 ТЕОРЕТИЧЕСКИЕ ИССЛЕДОВАНИЯ СТЫКОВ

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН БЕЗ УСИЛЕНИЯ И УСИЛЕННЫХ

МЕТАЛЛИЧЕСКИМИ ЭЛЕМЕНТАМИ ПРИ СТАТИЧЕСКОМ

И КРАТКОВРЕМЕННОМ ДИНАМИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИЯХ

2.1 Предпосылки расчета

В настоящем разделе диссертации приводятся основные предпосылки расчета сжатых сборных железобетонных колонн и их стыков без усиления и усиленных металлическими элементами при статическом и кратковременном динамическом нагружениях, к которым относятся: способы нормирования предельных состояний, а также применяемые при этом прочностные и деформативные параметры материалов (бетона и арматуры). При этом показано влияние динамического нагружения на прочностные и деформативные параметры бетона и арматуры.

2.1.1 Предельные состояния и способы их нормирования для железобетонных колонн и их стыков Расчет сборных железобетонных колонн и их стыков без усиления и усиленных металлическими элементами при воздействии на них статических и кратковременных динамических нагружений ведется на особое сочетание этих нагрузок по предельным состояниям первой группы. Расчет по первой группе предельных состояний включает в себя расчет по несущей способности для предотвращения общего или местного разрушения (с ограничением в необходимых случаях перемещений для исключения обрушения смежных элементов или конструкций в целом) и потери устойчивости. При этом, если кратковременная динамическая нагрузка является для колонн и их стыков эксплуатационной, многократно повторяющейся (например, взрывные камеры), то в элементах не должны возникать остаточные деформации и повреждения, что обеспечивается расчетом по несущей способности с вводимой системой коэффициентов надежности (по материалам, нагрузкам и др.).

Если кратковременная динамическая нагрузка является для сборных железобетонных колонн и их стыков аварийной (взрывоопасные производства) или расчетной, действующей однократно (специальные сооружения), то не всегда экономически целесообразно требовать полной сохранности конструкций.

В них может допускаться некоторое развитие пластических деформаций, отдельные повреждения, локальные разрушения, которые не вызовут обрушения конструкций и которые могут быть восстановлены при ремонте.

Расчет отдельных конструкций и несущей системы здания в целом при кратковременных динамических воздействиях производится по первой группе предельных состояний для предотвращения:

– потери способности к дальнейшей эксплуатации конструкции или от возникновения в ней остаточных деформаций (предельное состояние 1а);

– потери несущей способности конструкции или способности ее к обеспечению безопасности людей и сохранности ценного оборудования (предельное состояние 1б).

В последнее время для отдельных элементов предложено специально рассматривать динамический расчет по разрушению (предельное состояние 1в).

Состояние 1а устанавливается для конструкций, в которых не допускаются остаточные деформации, вызывающие необходимость восстановительного ремонта конструкций или их замены. При состоянии 1б в конструкциях могут быть допущены значительные остаточные деформации и локальные разрушения, а для продолжения эксплуатации потребуется восстановительный ремонт или их полная замена. Состояние 1в может быть установлено для элементов, полное или частичное разрушение которых не приводит к обрушению конструкции или сооружения в целом, тем самым обеспечивается безопасность людей и ценного технологического оборудования.

Над созданием и развитием методов расчета железобетонных конструкций, при действии кратковременных динамических нагрузок работали такие ученые, как: Баженов Ю.М. [9], Балдин И.В. [12, 75], Балдин С.В. [49], Белов Н.Н. [14, 18], Бондаренко В.М. [23, 24, 25], Гвоздев А.А. [35], Жарницкий В.И. [58], Забегаев А.В. [62, 63, 59, 61, 60, 134], Карпенко Н.И. [66, 67], Кириллов А.П. [71], Копаница Д.Г. [15, 75, 76], Котляревский В.А. [1, 72], Кумпяк О.Г. [14, 75, 76, 77, 128], Митасов В.М. [96, 92…94], Плевков В.С. [20, 22, 75, 112, 119, 128, 120, 115, 117], Попов Г.И. [127], Попов Н.Н. [65, 128, 129, 130, 132, 134, 133], Рабинович И.М. [54], Радченко А.В. [120, 124, 140], Радченко П.А.[120, 124, 141, 142], Расторгуев Б.С. [17, 129], Рахманов В.А., Рыков Г.В.

[151, 152], Саргсян А.Е. [153], Ставров Г.Н. [174, 171, 172, 173], Тамразян А.Г.[178], Тонких Г.П. [179], Трекин Н.Н. [4, 103] и другие [110, 125, 126, 148].

Для статических нагрузок критерием предельного состояния по несущей способности для железобетонных колонн и их стыков являются условия прочности, которые в абсолютных величинах имеют вид:

- для тела колонны, (2.1.1) ;

( ), ( ),

–  –  –

, (2.1.2) ;

( ), ( ),

–  –  –

( ),, – предельные внутренние усилия, воспринимаемые сечением колонны или сечением стыка без усиления и усиленного металлическими элементами соответственно, определяемые при расчетных динамических сопротивлениях материала согласно СП [155, 169].

Более наглядное представление о работе железобетонных колонн и их стыков при действии статических и кратковременных динамических нагрузок дает переход от абсолютных величин действующих усилий и предельных внутренних усилий, воспринимаемых железобетонным сечением, к относительным с векторным представлением относительных усилий от внешних воздействий.

При этом несущая способность бетонного сечения колонны или ее стыка на сжатие принимается за единицу.

Тогда условия прочности для железобетонных колонн и их стыков в относительных величинах при статическом нагружении примут вид:

- для сечения в уровне тела колонны ; ;

,(), ( ), (2.1.3)

–  –  –

; ;

,(), ( ), (2.1.4)

–  –  –

= /( ), = /( ),, ( ), ( ), (2.1.6) = /( ), = /( ),, ( ), ( ),

Условия прочности для железобетонных колонн и их стыков в относительных величинах при динамических воздействиях имеют вид:

- для сечения в уровне тела колонны

–  –  –

При проверке условий прочности для железобетонных колонн и их стыков необходимо, чтобы несущая способность в сечении по стыку колонны была не менее несущей способности в сечении по телу колонны:

, (2.1.7).

,,

–  –  –

= + + + ', " %" &" ("#") = + + ', %% &% (%#%) (2.1.8) = + ', && (%#%)

–  –  –

= + + +, ", %", &", ',, ("#")

–  –  –

", ", где – несущая способность, приходящаяся на цементный раствор, которым зачеканивается зазор между торцами колонн, за вычетом площади выступа и с учетом косвенного армирования в виде арматурной сетки, укладываемой в зазор между колоннами при монтаже:

= ", ",() (2.1.9)

–  –  –

%", %", – несущая способность, приходящаяся на бетон замоноличивания подрезок для выпусков арматуры, с учетом косвенного армирования в виде арматурной сетки, укладываемой в зазор между колоннами при монтаже:

+( =,, %" %,() (2.1.10)

–  –  –

= &, &" (2.1.11)

–  –  –

=.

' - -, (2.1.12)

–  –  –

%%, %%, – несущая способность, приходящаяся на бетон замоноличивания подрезок для выпусков арматуры:

+ ( =,, %% % (2.1.13)

–  –  –

&%, &%, – несущая способность, приходящаяся на бетон колонны за вычетом площади подрезок для выпусков арматуры, с учетом косвенного армирования в виде арматурных сеток, установленных в зоне подрезок:

= ", &%,() " (2.1.14)

–  –  –

&&, &&, – несущая способность, приходящаяся на бетон колонн с учетом косвенного армирования в виде арматурных сеток, установленных выше зоны подрезок:

=, &&,() % (2.1.15)

–  –  –

,() ",,,() " – приведенная прочность и динамическая прочность соответственно бетона колонны за вычетом площади подрезок для выпусков арматуры, с учетом косвенного армирования в виде арматурных сеток, установленных в зоне стыка;

,() %,,,() % – приведенная прочность и динамическая прочность соответственно бетона колонны с учетом косвенного армирования в виде арматурных сеток, установленных выше зоны стыка.

–  –  –

Предельные внутренние усилия, воспринимаемые сечением колонны (рисунок 2.1.1, сечение 4-4) при статических и динамических воздействиях, находятся по формулам:

= +,

- -, (2.1.16)

–  –  –

где – площадь поперечного сечения колонны, принимаемая согласно рисунку 2.1.1.

Для нормирования предельного состояния железобетонных конструкций, в которых допускается работа материала в пластической стадии (состояние 1б и 1в), используются энергетические и деформационные параметры, связанные в основном с деформациями бетона и арматуры.

Нормирование предельных состояний железобетонных конструкций деформациями бетона и арматуры носит общий характер [158].

Общее условие расчета по предельным состояниям в этом случае имеет вид:

/-, /-,, / /,,, (2.1.17)

–  –  –

где : – браковочный минимум равномерного удлинения арматуры после разрыва;

?- – коэффициент, учитывающий неравномерность развития деформаций арматуры по длине элемента, принимаемый равным 0.8;

/- = @ /- – предельная деформация, исключающая возможность, разрыва арматуры в рассматриваемом сечении;

/- – предельное относительное удлинение арматуры при разрыве;

@ – коэффициент, ограничивающий предельные деформации, согласно [128, 129, 130, 132] @ = 0.6;

/ =/, – предельная деформация бетона при разрушении, соответствующая концу нисходящей ветви диаграммы «2 / », принимаемая согласно [65, 143] в виде:

/ = 4.5 (3E 1.5)%, ‰.

Нормирование предельного состояния по пригодности к нормальной эксплуатации для конструкции, к которой предъявляются требования по ограничению величины деформации, усилий или перемещений, производится величинами этих параметров, задаваемыми условиями эксплуатации рассматриваемой железобетонной конструкции, здания или сооружения в целом.

2.1.2 Прочностные и деформативные характеристики бетона при статическом и кратковременном динамическом нагружениях В настоящее время методы расчета железобетонных конструкций на статические и кратковременные динамические нагрузки основаны на использовании полных запасов прочности. При этом возникает необходимость учитывать основные закономерности работы материалов (бетона и стали). Физической основой развития методов расчета железобетонных конструкций при статическом и кратковременном динамическом нагружении являются действительные нелинейные диаграммы деформирования бетона и арматуры, которые получены обобщением имеющихся экспериментальных данных.

Многочисленные теоретические и экспериментальные работы в нашей стране и за рубежом подтверждают изменение прочностных и деформативных характеристик бетона при кратковременном динамическом воздействии по сравнению со статическим нагружением. Влияние скорости нагружения бетона не приводит к качественному изменению характера его разрушения [9, 128, 129, 130, 132, 192, 189, 188, 191, 197]. Процесс разрушения протекает одинаковым образом при динамическом и при статическом нагружениях: в стадии, близкой к разрушению, относительные поперечные деформации расширения заметно превосходят продольные деформации сжатия [9, 10, 16]. При этом происходит увеличение объема бетона, на основании чего можно сделать вывод, что в бетоне появляются свойства ортотропии. В то же время скорость нагружения отражается на конечных результатах разрушения.

Статическому нагружению присущи малые скорости и отсутствие сил трения по опорным плоскостям, что позволяет деформациям равномерно распределяться по всему телу образца. В результате этого эффект работы материала при статическом нагружении в сложном напряженном состоянии практически не проявляется.

При динамическом нагружении, в отличие от статического, наблюдается неравномерное развитие продольных деформаций и определенное запаздывание по сравнению с ними интенсивности развития поперечных деформаций, что создает эффект динамической обоймы [36, 83, 144, 172]. Данный эффект соответствует механизму упрочнения бетона первого рода при динамическом нагружении. Упрочнение второго рода связано с запаздыванием продольных и поперечных деформаций, вызванных тем, что не вся внешняя потенциальная энергия мгновенно переходит в потенциальную энергию деформирования бетона. Оставшаяся часть энергии сохраняется в виде кинетической энергии движения частиц бетона и передается от одних частиц к другим, приводя к увеличению их скорости и разлету образующихся при разрушении обломков.

При расчете конструкций с использованием действительных нелинейных диаграмм деформирования бетона необходимо установить зависимость между напряжениями и деформациями. Данная зависимость является одной из основных в механике деформируемого твердого тела и имеет вид 2 = G(/ ).

В настоящее время диаграммы деформаций бетона «2 / » получают в результате испытаний бетонных образцов, которые показывают, что вне зависимости от многих факторов (вида бетона, его состава, степени сцепления между цементным камнем и крупным заполнителем, их деформативных характеристик, скорости нагружения и т. д.) сохраняется характер их деформирования при динамическом нагружении, а сама диаграмма является нелинейной и имеет нелинейные восходящий и нисходящие участки. Важно также отметить то, что диаграммы, полученные при одноосном сжатии бетонных образцов, близки по форме диаграмме «2 / », полученной для сжатой зоны изгибаемых и внецентренно сжатых элементов [128].

На полученной диаграмме деформаций бетона «2 / » принято выделять три основные стадии: упрочнения, разупрочнения и разрушения. В первой стадии (стадии упрочнения) не нарушается сплошность образца, структура уплотняется и возникают упругие деформации и деформации линейной ползучести. При этом восходящая ветвь диаграммы сжатия характеризуется параметрическими точками с напряжениями

–  –  –

сов В.М. [96, 92…94], Несветаев Г.В. [100], Попов Н.Н. [128…133, 131], Расторгуев Б.С. [143], Ставров Г.Н. [172], Яшин А.В. [187] и др.

Для аппроксимации диаграммы предлагались уравнения полиномов второй, третьей и пятой степеней; уравнение эллипса; тригонометрические ряды;

диаграмма Прандтля; в виде экспоненты; сплайн-функций, а так же дробнорациональных функций.

Значительное влияние на деформативные параметры бетона, который может приобретать свойства идеального упруго-пластического тела, оказывает наличие поперечного и продольного армирования [128, 184, 192, 195, 196]. Выявлено, что предельные деформации армированного бетона и темп спада напряжений на нисходящем участке диаграммы деформаций бетона «2 / » зависят от количества поперечного армирования.

Скорость деформирования оказывает влияние на свойства бетона, что отражается в изменении положения параметрических точек на диаграмме «2 / ». При увеличении скорости при усилиях, близких к предельным статическим, происходит запаздывание неупругих деформаций, а диаграмма деформаций бетона «2 / » на начальном этапе выпрямляется.

Аналитическое описание прочности бетона, зависящей от многих факторов (от вида вяжущего, его активности, вида и структуры заполнителей, водоцементного отношения, технологии изготовления и пр.), при динамическом нагружении осложняется особенностями деформирования бетона во времени.

Учет многих факторов на прочность бетона при динамическом нагружении принято в работе интегрально с использованием коэффициентов динамического упрочнения бетона при сжатии kbс,d и растяжении kbt,d, которые равны отношению динамической прочности бетона к статической:

,, J =, J =.

,, (2.1.18) Коэффициенты динамического упрочнения бетона, как правило, определяют на основе статистической обработки экспериментальных данных. К настоящему времени различными авторами предложены линейные, логарифмические, степенные и другие функции, аппроксимирующие изменения J ( ), от времени загружения или скорости деформирования, а также от скорости изменения напряжений в бетоне [11, 112, 128, 129, 130, 132, 134, 131].

В настоящей работе используются логарифмические зависимости изменения коэффициентов динамического упрочнения бетона при сжатии J, и растяжении J, от времени загружения, которые были предложены

Ю.М. Баженовым [9]. Данные зависимости записываются в виде:

–  –  –

В практических расчетах повышение динамической прочности бетона производится за счет осредненных коэффициентов динамического упрочнения, которые находятся в пределах 1,1…1,3 в зависимости от скорости деформирования [11, 112, 128, 129, 130, 132, 134, 131].

При расчете стыков железобетонных колонн по предельным усилиям на основе пространственной модели учитывается временное сопротивление бетона,-P.

срезу Явление среза в практических задачах сопровождается одновременным действием касательных и нормальных напряжений и различными авторами представляется через уточнение коэффициентов. Мор построил зависиP мость между сопротивлением бетона срезу и величинами [175].

Данная теория охватывает материалы со значительной разницей в сопротивлении растяжению и сжатию, что и имеет место для бетона. Мором было предложено предельную статическую прочность бетона на срез определять по формуле:

= 0,5Q.

,-P (2.1.21) Мёрш предполагал, что сопротивление материала на плоскости среза представляет собой ряд бесконечных малых зубьев, в каждом из которых сопротивление срезу можно далее заменить растягивающими и сжимающими силами, возникающими на двух других перпендикулярных друг к другу гранях.

Прочность на срез по Мёршу равна:

–  –  –

при растяжении.

Диаграмма «2 / » при статическом и кратковременном динамическом нагружении приведена на рисунке 2.1.2.

Логарифмическая зависимость значений коэффициентов динамического упрочнения от времени деформирования бетона предложенная Баженовым Ю. М. [9] представлена на рисунке 2.1.3.

–  –  –

Рисунок 2.1.

3 – Зависимость значений коэффициентов динамического упрочнения от времени деформирования бетона:

а – при сжатии; б – при растяжении 2.1.3 Прочностные и деформативные характеристики арматуры при статическом и кратковременном динамическом нагружениях Обобщенной характеристикой упругопластических свойств арматурной стали является диаграмма «2- /- », изменяющаяся в зависимости от способа изготовления, состава, скорости приложения нагрузки, продолжительности выдержки под нагрузкой, температуры и т. п. В настоящее время для стали используют два вида диаграммы растяжения – «условную» и «истинную». При «условной» диаграмме растяжения напряжения на всех стадиях до разрыва стали определяют исходя из начальной площади поперечного сечения, при «истинной» – исходя из действительной площади поперечного сечения образца, изменяющейся в течение деформирования. Поскольку для арматурной стали при ее работе в составе железобетонного элемента предельные деформации редко превышают 2…3 %, то для расчетов более удобно использовать «условную» диаграмму растяжения стали.

В качестве арматуры железобетонных колонн применяют малоуглеродистые, углеродистые и низколегированные стали. Диаграмма деформаций «2- /- » для малоуглеродистых сталей характеризуется явно выраженной площадкой текучести с большими относительными удлинениями при разрыве. Диаграммы деформаций «2- /- » для углеродистых и низколегированных сталей не имеют площадки текучести и обладают сравнительно малыми относительными удлинениями при разрыве. При расчетах железобетонных колонн возникает необходимость знания закона, который связывает напряжения и деформации во всех стадиях работы стали, даже при нормировании основных точек диаграммы (физический и условный предел текучести, предел прочности и пр.).

Для упрощения практических расчетов диаграммы «2- /- » арматурных сталей аппроксимируются криволинейными участками или прямолинейными отрезками. Так, диаграмму деформаций арматурной стали с физическим пределом текучести, как правило, заменяют диаграммой, состоящей из трех прямых, а если пластические деформации не велики, что имеет место обычно в изгибаемых и внецентренно сжатых железобетонных элементах, - из двух прямых (диаграмма Прандтля).

Для стали, имеющей условный предел текучести (диаграмма деформаций состоит из прямого и криволинейного участков), широкое применение нашел способ, согласно которому криволинейный участок диаграммы заменяется двумя линейными отрезками: первый – от предела упругости 2-), равного 0,82H.%, до условного предела текучести 2H.% и второй – от условного предела текучести до временного сопротивления арматуры (2 ) или сопротивления, соответствующего некоторой нормируемой величине 2-, которая принимается в пределах 2H.% 2 2 и устанавливается из эксплуатационных требований.

Некоторые исследователи предлагают аппроксимировать полную кривую упруго-пластических деформаций двумя прямыми, проходящими через точку на кривой с ординатой 2H.%. Рассмотренные выше диаграммы «2- /- » получены при статическом нагружении. При динамическом действии нагрузки характер диаграмм в основном сохраняется, но возникают некоторые особенности.

В результате динамических испытаний образцов из малоуглеродистой стали было выявлено, что материал в режиме постоянной скорости нагружения работает упруго до некоторого напряжения, называемого верхним динамическим пределом текучести. После его достижения напряжения резко уменьшаются и стабилизируются на некотором уровне, названном нижним динамическим пределом текучести. Хорошо заметно проявление верхнего предела текучести (называемого зубом текучести) при испытании точеных, хорошо центрированных образцов. При испытании арматуры периодического профиля (без обточки) и особенно при недостаточном центрировании образцов верхний динамический предел текучести проявляется в меньшей степени или может вообще отсутствовать. Кроме того, образование зуба текучести может быть связано и с другими факторами: с условиями, препятствующими развитию деформаций, а также видом напряженного состояния и пр. При условиях, препятствующих развитию пластических деформаций, возникает зуб текучести, и напряжение в пластической стадии переходит на нижний динамический предел текучести [55, 127, 143]. Поэтому в расчетах статически неопределимых железобетонных конструкций следует учитывать нижний динамический предел текучести арматуры. Для статически определимых конструкций, для которых режим динамического нагружения близок к режиму свободного развития деформации, в динамических расчетах можно учитывать для арматуры верхний предел текучести [55, 127, 143].

Имеющиеся в литературе многочисленные аналитические зависимости между скоростью деформирования и динамическим пределом текучести, полученные разными учеными, не являются общими и справедливы для конкретных условий, в которых определялась та или иная величина. Трудность нахождения истинных закономерностей динамического деформирования сталей заключается в неспособности раскрыть полностью физические процессы, протекающие в материалах при больших скоростях деформирования, из-за их зависимости от химического состава стали, способа приготовления и обработки.

Повышение текучести стали, которое наблюдается в экспериментальных исследованиях при больших скоростях деформирования, связано со свойством запаздывания пластических деформаций стали. Данное свойство отражается в том, что сталь в течение определяемого времени сохраняет состояние упругости при нагружениях, превышающих статический предел текучести. Время, в течение которого напряжение в стали достигает динамического предела текучести, принято называть временем запаздывания пластических деформаций [127].

Проведенные многочисленные исследования показывают, что скорость деформирования и режимы нагружения неодинаково влияют на прочностные и деформативные характеристики различных сталей [72, 80, 127, 128, 129, 130, 132, 145, 185]. Для динамического предела текучести стали, как основной прочностной ее характеристики, предложены зависимости в виде функций от скорости деформирования (линейные, степенные, логарифмические и т.п.), а также функций от напряжений, деформаций и времени нагружения.

При динамических расчетах железобетонных конструкций динамический предел текучести y,d определяется умножением статического предела текучести y на коэффициент динамического упрочнения J-,, определенный в зависимости от скорости деформирования и класса арматуры:

2 = J-, 2.

, (2.1.30) Многие ученые [18, 127, 130, 143 и др.] при расчетах прочности конструкций используют полученные на основе экспериментальных данных, степенные зависимости = G().

, Проведенные многочисленные исследования показали, что скорость деформирования не влияет на предел прочности арматурных сталей. Однако результаты экспериментальных исследований отдельных авторов свидетельствуют о том, что скорость деформирования влияет не только на верхний и нижний пределы текучести, но и на предел прочности арматурных сталей. При этом предел прочности менее чувствителен к изменению скорости деформирования, чем пределы текучести. Проведенные Поповым Г.И. [127] испытания арматурных сталей классов А-I и A-II показали, что изменение предела прочности и нижнего предела текучести происходит в близком интервале изменения скорости деформирования. Предлагаемые расчетные зависимости = G() различных,

–  –  –

ляемые зависимостями:

2, /-^ = 0,12 0,162 + 0,02 0,02762 _`/, 1Получить зависимость «2- /- » во всем диапазоне загружений конструкций позволяет учет изменения коэффициентов динамического упрочнения арматурной стали, величина которого, зависит от отношения скорости деформирования при статическом загружении к скорости деформирования при кратковременном динамическом нагружении.

При практических динамических расчетах железобетонных конструкций в качестве исходных расчетных параметров используются временные характеристики (начало и конец упругой и пластической стадии работы, время остановки загружения конструкции, время действия нагрузки и т.п.), что показывает целесообразность связи изменения основных прочностных и деформативных характеристик арматурных сталей с временем загружения, как это сделано для бетона. При этом значения коэффициентов динамического упрочнения для арматурных сталей J-, устанавливаются на основании обработки имеющихся экспериментальных данных. Выполненные расчеты показывают, что величины J-, колеблются: для нижнего предела текучести в пределах от 1,2 до 1,4, и для верхнего предела текучести – от 1,3 до 1,5 в зависимости от времени деформирования.

Значение J-, определяется выражением:

J-, = 1.645 0.332 _` O + 0.037 (_`O)% (2.1.32) В работе принято единообразное описание коэффициентов динамического упрочнения для бетона и арматуры. Динамическую диаграмму «2- /- », используемую для практических расчетов, можно получить из статической.

При этом расчетная диаграмма арматурной стали при статическом и кратковременном динамическом нагружениях принята состоящей из двух отрезков и описывается следующими зависимостями:

V) = 1- a 0 - -H = (2.1.33) 1- при <

–  –  –

На рисунке 2.1.4 представлены диаграмма «- a » при статическом и кратковременном динамическом нагружениях и зависимость значений коэффициента динамического упрочнения арматуры от времени деформирования образца.

а) В данном параграфе приведены результаты численных расчетов экспериментальных конструкций методом конечных элементов в трехмерной постановке при кратковременном динамическом и статическом нагружениях с помощью программы «Dynamic 3D» и вычислительных комплексов «SCAD» и «Лира».

Численные расчеты стыков железобетонных колонн при кратковременном динамическом нагружении проведены для экспериментальных образцов, испытанных на копровой установке. Расчеты выполнены в трехмерной волновой динамической постановке по программе «Dynamic 3D», в которой автором диссертационной работы варьировались критерии прочности материалов и конструктивные решения стыков железобетонных колонн. Динамические воздействия принимались аналогичными воздействиям при экспериментальных исследованиях.

–  –  –

При моделировании деформирования и разрушения бетона и арматуры экспериментальных образцов материалы принимались анизотропными, при описании поведения которых в рамках феноменологического подхода использовалась модель хрупко-разрушающегося материала [140, 104], характеризующаяся следующими предположениями:

1. Материал принимается сплошным (сплошной средой).

2. Поперечные размеры структурных (армирующих) элементов малы по сравнению с размерами тела, то есть среда является квазигомогенной.

3. Линейная связь между приращениями компонент тензора напряжений и компонентами тензора скоростей деформаций.

Компоненты тензора напряжений в этом случае определялись из уравнений обобщенного закона Гука. Уравнения, записанные в скоростях деформаций, имеют следующий вид:

=, (2.2.5)

–  –  –

= 0+ 0 0 0., /,

–  –  –

1 1 1 % = 6 + 7 ; = ;

$% %& &$ &$ %3 &3 $$&& %%%% $ & $ & 1 1 1 % = 6 + 7 ; = ;

$% &$ %& $% (2.2.7) $3 $3 %%&& &&&& & % % $ = 8$% ; = 8%& ; = 8$& ;

$%$% %&%& $&$& 3= 61 2 %& 7.

$ % & % % % $ % $% %& &$ &$ $% & & $ %

Давление в материале рассчитывается по следующей формуле:

–  –  –

ные объемы.

Разрушение анизотропного материала описывалось в рамках феноменологического подхода, при котором критерий прочности должен удовлетворять некоторым основным требованиям [34]:

критерий разрушения должен быть инвариантным по отношению к выбору системы координат;

он должен обладать достаточной гибкостью, чтобы моделировать любые виды разрушения без каких-либо особых ограничивающих предположений относительно механизма разрушения;

любая заданная радиальная траектория нагружения должна иметь только одну точку пересечения с поверхностью прочности;

критерий должен быть таким, чтобы его можно было легко упростить применительно к желаемому уровню точности;

критерий должен быть математически удобен и допускать возможность формулировки как в пространстве напряжений, так и в пространстве деформаций при взаимно однозначном соответствии между этими формулировками; критерий должен быть применимым для расчета конструкций;

определение главных осей прочности должно быть однозначным.

Геометрически критерий разрушения можно представить в виде некоторой предельной поверхности прочности в пространстве напряжений, при пересечении которой заданным вектором напряжений выполняется условие разрушения.

Достаточно общий критерий разрушения анизотропных материалов предложенный Цаем и Ву [34], записан через скалярные функции от компонент тензора напряжений:

–  –  –

где M, M / – пределы прочности при растяжении и при сжатии в направлении i;

M, M / – пределы прочности при сдвиге в двух противоположных направлениях при I.

$$%%, %%&&, &&$$ Коэффициенты определяются при проведении экспериментов на двухосное растяжение в плоскостях 1-2, 2-3, 1-3 соответственно.

Оставшиеся коэффициенты определяются аналогично при комбинированном нагружении в соответствующих плоскостях.

Существует множество критериев разрушения анизотропных сред. Однако некоторые критерии в действительности являются частными и ограниченными случаями тензорно-полиномиальной формулировки (2.2.9). Ниже представлены некоторые критерии разрушения анизотропных сред, используемые автором в программе «Dynamic 3D».

Одним из критериев разрушения анизотропных сред является критерий, предложенный Хоффманом, который имеет вид:

С$ ( && ) + С% ( $$ ) + С& ( %% ) + % % % %% && $$

–  –  –

и [XY, [YZ, [XZ – нормальные и сдвиговые компоненты XX, YY, ZZ Здесь тензора напряжений. При этом приняты следующие обозначения: буквой « » с нижним индексом «]» обозначена величина предела прочности при растяжении или сжатии в направлении оси, соответствующей второму нижнему индексу; буквой «[» – то же, при чистом сдвиге, при котором изменяется прямой угол между осями, обозначенными в индексе. Верхний индекс «(45)» у символа « » означает предел прочности в диагональном направлении (под углом 45o к осям симметрии), лежащем в плоскости, соответствующей нижним индексам. J, – коэффициент запаса, который полагался одинаковым для всех направлений, в данном случае J, =1. Данная модель позволяет учитывать материалы, имеющие различные пределы прочности на сжатие и растяжение.

При выполнении расчетов считается, что среда повреждена, т. е. изменились ее прочностные свойства, если хотя бы один из критериев разрушения выполнился. В областях, где критерий выполняется при сжатии (ekk0), считается, что материал теряет свойства анизотропии, и для описания такой среды используется модель жидкости, которая сопротивляется объемному сжатию и не сопротивляется сдвигу и растяжению. В областях, где критерий выполняется при растяжении (ekk0), материал считается полностью разрушенным, и компоненты тензора напряжений полагаются равными нулю [140].

Для расчета экспериментальных образцов железобетонных колонн и их стыков по программе «Dynamic 3D» первоначально строилась в трехмерной системе координат численная сетка узлов в теле образца с использованием симплексных элементов – тетраэдров. При этом масса элемента равномерно распределялась между четырьмя узлами. В том случае, если узел принадлежал нескольким элементам, полная масса Md, сосредоточенная в i-м узле, равнялась одной четвертой массы всех элементов, содержащих этот узел. При построении сетки по представленной схеме масса равномерно распределялась по узлам сетки тела.

После построения численной сетки для тел и задания начальных условий начинает работать блок интегрирования в следующем порядке:

1. Вычисляются скорости деформаций.

2. Определяются напряжения и давления.

3. Корректируются напряжения при текучести или разрушении материала.

4. Вычисляются сосредоточенные силы в узлах, новые узловые скорости и координаты узлов.

5. Корректируются скорости и координаты узлов в области контактных границ.

При симплексной модели определения скорости деформаций учитывается внутренняя геометрия элемента и скоростей узлов. Для этого скорости внутри каждого элемента аппроксимируются линейно относительно координат.

В этом случае скорости внутри элемента принимают следующий вид:

–  –  –

Выражения (2.2.20) являются производными линейных функций, и поэтому скорости деформаций постоянны внутри каждого элемента.

Для вычисления напряжений в элементах используются скорости деформаций, величины внутренней энергии, а также свойства материалов.

Для описания поведения изотропных металлических материалов использовалась упругопластическая модель. При этом три нормальных напряжения

XX, YY, ZZ выражаются через девиатор напряжений qXX, qYY, qZZ, гидростатическое давление : и искусственную вязкость r:

–  –  –

времени; второй член - приращение напряжения, вызванное приращением деформаций на данном временном интервале; остальные члены выражения FVXX, VYY, VZZ G являются поправкой на поворот элемента, а G – модуль сдвига.

Значения сдвиговых напряжений определяются аналогичным образом:

–  –  –

Выражения (2.2.22), (2.2.23) задают величины напряжений и корректируются если нарушается критерий Мизеса, который касается текучести. Эквивалентная формула для напряжений имеет вид:

–  –  –

где {@, {$, {%, {& - константы материала, ?@ – начальный удельный объем.

Для анизотропного материала напряжения находятся из следующего соотношения:

–  –  –

где, I, J, K =, f, g.

Давление рассчитывается по уравнению (2.2.8).

Для демпфирования местных колебаний сосредоточенных масс используется искусственная вязкость в сочетании с нормальными напряжениями:

–  –  –

Уравнения движения в направлениях f и g имеют аналогичную форму.

Новый шаг по времени определяется из условия устойчивости Куранта:

1 =, 3 ‰% + ‰% + \• % (2.2.32)

–  –  –

Для расчета контактных границ проводится проверка на проникание граничных узлов одного тела через границу другого тела, и устанавливается соответствие между узлами одного тела и граничными элементами другого, через которые эти узлы проникли. Для устранения перекрытия счетных областей выполняется корректировка значений векторов скоростей и положений граничных узлов.

При трехмерном моделировании возникают ситуации, когда невозможно определить граничный элемент поверхности для сноса проникшего узла, тогда данный алгоритм корректировки узла применяется для сноса на ближайшую точку граничной поверхности.

В ходе проведения численных расчетов на кратковременное динамическое нагружение при помощи программы «Dynamic 3D» геометрические размеры, класс бетона колонны и бетона замоноличивания подрезок, а также продольное и косвенное армирование образцов соответствовали параметрам экспериментальных образцов (см. главу 3) [122, 115, 123, 124, 116]. Общее количество конечных элементов в образце составило 1·106.

В численной конечно-элементной модели на свободных поверхностях принимались граничные условия с отсутствием касательных напряжений, на контактных поверхностях – условия скольжения без трения. При этом характер приложения динамической нагрузки и начальная скорость груза, составляющая 4,43 м/с, имели полное совпадение с экспериментальными исследованиями (см. рисунок 2.2.1).

Рисунок 2.2.

1 – Сопоставление характера и величины прикладываемой нагрузки при экспериментальных и численных исследованиях Численное моделирование в трехмерной постановке при помощи программы «Dynamic 3D» позволило получить новые данные по деформированию бетона и арматуры во всем диапазоне нагружения с учетом волновых процессов. Расчеты по данной программе выявили, что поперечные деформации, определенные непосредственно в уровне стыка колонн, по величине больше, чем поперечные деформации определенные на расстоянии 125 мм по высоте от стыка (см. рисунок 2.2.2). Также полученные схемы трещинообразования и разрушения показали качественное совпадение с результатами экспериментальных исследований (см. рисунок 2.2.3). Однако, расчеты по данной программе трудоемки, а решение задач по определению требуемого армирования конструкции затруднено. Расчеты одного образца стыка по программе «Dynamic 3D» на двух четырехядерных спаренных специальных компьютерах длились более двух недель непрерывного счета.

Рисунок 2.2.

2 – Характерные графики зависимости поперечных деформаций бетона от времени в уровне стыка экспериментальной конструкции со стыком

–  –  –

элементов в узле, в котором критерий разрушения выполняется; ?•D – общее количество элементов, содержащихся в данном узле. Значение ?‹ /?•D = 1 и соответствует полному разрушению материала в узле расчетной сетки. Для большей наглядности узлы, в которых материал полностью разрушен, исключены из расчета.

а) б) Рисунок 2.2.

3 – Сопоставление схем трещинообразования и разрушения экспериментальных конструкций, полученных при численном расчете при помощи программы «Dynamic 3D», с результатами экспериментальных исследований: а – железобетонная колонна без стыка; б – стык железобетонных колонн 2.2.2 Численные расчеты стыков железобетонных колонн с использованием вычислительных комплексов «SCAD» и «ЛИРА»

В данном разделе приведены результаты численных исследований стыков натурных сборных железобетонных колонн с усилением и без усиления при статическом нагружении. В расчетах варьировались наличие или отсутствие сеток в стыке колонн, класс бетона замоноличивания стыка, наличие и вид металлической обоймы усиления. Расчеты на действие статической нагрузки в ПВК «ЛИРА» выполнены с учетом физической нелинейности материалов. При этом геометрические размеры, класс бетона колонны и ниш замоноличивания, а также продольное и косвенное армирование образцов, наличие и вид металлической обоймы соответствовали параметрам экспериментальных образцов (см. главу 3).

Для численных расчетов в ПВК «SCAD» использовались следующие типы конечных элементов: № 5 (пространственный стержень) – для П-образных элементов усиления, № 36 (пространственный восьмиузловой элемент) – для элементов тела колонны и ниш замоноличивания, № 44 (четырехугольный четырехузловой элемент) - для металлических уголков и планок усиления [68]. Для расчетов с учетом физической нелинейности материалов в ПВК «ЛИРА» использовались: № 210 (стержень с переменными координатными функциями) – для П-образных элементов усиления, № 236 (пространственный восьмиузловой изопараметрический элемент) – для элементов тела колонны и ниш замоноличивания, № 244 (универсальный четырехугольный четырехузловой элемент оболочки) – для металлических уголков и планок усиления. При этом стержни косвенной и продольной арматуры моделировались объемными конечными элементами с площадью поперечного сечения равной площади стержней соответствующего армирования, а их расположение соответствовало расположению в экспериментальных образцах.

Пространственные расчетные схемы содержат:

– образец без усиления (СК-1, СК-2 в главе 3) – 9212 узлов и 7774 конечных элемента (см. рисунок 2.2.4, а);

– образец с усилением в виде четырех металлических уголков, установ

–  –  –

Рисунок 2.2.

4 – Общий вид расчетных схем исследуемых образцов: а – без усиления; б, в – с усилением в виде металлической обоймы из продольных уголков и поперечных планок; г, д – с усилением в виде металлической обоймы из П-образных элементов При моделировании физической нелинейности материалов экспериментальных образцов использовались экспоненциальные зависимости для нелинейных диаграмм бетона (ПВК «ЛИРА» – закон 31, формирующийся в соответствии с нормативной прочностью класса бетона) и арматуры (ПВК «ЛИРА» – закон 11, применяемый для всех видов материалов, в том числе и армирующего) с заданием предельных значений деформаций. При этом предельные относительные деформации принимались согласно СП 63.13330.2012 [168]: для бетона – b0 = 0,002 (при осевом сжатии при непродолжительном действии нагрузки), bt0 = 0,0001 (при осевом растяжении при непродолжительном действии нагрузки); для арматуры – s0 = (Rs/Es) = 0,00175 (для арматуры класса А400 с физическим пределом текучести). Законы деформирования бетона и арматуры, используемые при расчете с учетом физической нелинейности материалов, представлены на рисунке 2.2.5.

а) б)

Рисунок 2.2.5 – Законы деформирования бетона (а) и арматуры (б)

Жесткостные характеристики образцов при численных расчетах соответствовали аналогичным характеристикам испытанных экспериментальных образцов.

При решении задач в упругой стадии в точках интегрирования конечного элемента на конкретном шаге вычисляются переменные интегральных жесткостей, на основании которых формируется матрица жесткости линеаризованной физически нелинейной системы. Набор используемых жесткостей, а также схема численного интегрирования по области конечного элемента определяются типом конечного элемента, сечение которого в точках интегрирования дробится на ряд элементарных подобластей для получения соответствующего набора интегральных жесткостей. В соответствии с заданными диаграммами деформирования бетона и арматуры в центрах этих подобластей определяются новые значения физикомеханических характеристик материалов и на каждом шаге линеаризованной задачи формируются вектора перемещений, усилий и новых интегральных жесткостей по касательному модулю для последующего шага. Для стержневых конечных элементов анализируется напряженно-деформированное состояние поперечных сечений стержня в точках дробления.

При выполнении численных расчетов все образцы были загружены вертикальной нагрузкой, максимальная величина которой соответствовала разрушающей, полученной в результате экспериментальных исследований.

Анализ результатов расчетов стыков железобетонных колонн показывает, что по программам «SCAD» и «Лира» можно получить картину напряженнодеформированного состояния, а также вертикальные и горизонтальные перемещения узлов расчетной схемы. Кроме этого в программе «Лира» можно получить схемы образования и развития трещин и схемы разрушения (см. рисунки 2.2.6…2.2.9).

Анализируя полученные изополя горизонтальных перемещений в зоне стыка железобетонных колонн, можно сделать вывод о наличии повышенных поперечных деформаций в районе стыка, которые уменьшаются по высоте от стыка.

(см. рисунок 2.2.10). При сопоставлении продольных деформаций, полученных в результате численных расчетов при помощи ПВК «ЛИРА», с экспериментальными значениями было выявлено совпадение результатов на начальных этапах нагружения и расхождение при приближении к разрушающей нагрузке (см. рисунки 2.2.11…2.2.14).

–  –  –

1. Сформулированы предельные состояния и способы их нормирования в абсолютных и относительных величинах расчетных параметров, использующихся при расчетах сборных железобетонных колонн и их стыков на действие статических и кратковременных динамических нагрузок. При этом показано, что прочность стыков сборных железобетонных колонн принимается минимальной из трех сечений и определяется четырьмя составляющими:

прочностью бетона замоноличивания подрезок; прочностью тела колонны;

прочностью, приходящейся на цементный раствор, которым зачеканивается зазор между торцами колонн; прочностью продольной арматуры.

2. При расчете прочности сборных железобетонных колонн и их стыков на действие кратковременных динамических воздействий приняты кусочнолинейные диаграммы деформирования бетона и арматуры, основные параметрические точки которых изменяются во времени деформирования по логарифмическим зависимостям.

3. Численное моделирование динамического нагружения сжатых железобетонных колонн и их стыков в трехмерной постановке при помощи программы «Dynamic 3D» позволило получить новые данные по деформированию бетона и арматуры во всем диапазоне нагружения с учетом волновых процессов. Расчеты по данной программе позволили выявить повышенные поперечные деформации, определенные непосредственно в уровне стыка колонн. Полученные схемы трещинообразования и разрушения показали качественное совпадение с результатами экспериментальных исследований.

Однако, расчеты по данной программе трудоемки, а решение задач по определению требуемого армирования конструкции затруднено. Расчеты одного образца стыка по программе «Dynamic 3D» на двух четырехядерных спаренных специальных компьютерах длились более двух недель непрерывного счета.

4. Проведенные численные исследования натурных экспериментальных стыков железобетонных колонн при помощи программных комплексов «SCAD» и «Лира» с варьированием различных параметров (наличия или отсутствия металлической обоймы и ее вида, сеток в стыке колонн; класса бетона замоноличивания стыка и других параметров) показали наличие повышенных поперечных деформаций в районе стыка, которые уменьшаются по высоте от него. При сопоставлении продольных деформаций, полученных в результате численных расчетов при помощи ВК «Лира», с экспериментальными значениями, отмечено совпадение результатов на начальных этапах нагружения и расхождение при приближении к разрушающей нагрузке.

ГЛАВА 3 ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ СТЫКОВ

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН ПРИ СТАТИЧЕСКОМ И

КРАТКОВРЕМЕННОМ ДИНАМИЧЕСКОМ НАГРУЖЕНИЯХ

Для определения предпосылок расчета по прочности железобетонных колонн и их стыков, а также верификации предложенных методов расчета были проведены экспериментальные исследования натурных фрагментов и экспериментальных образцов железобетонных колонн при статическом и кратковременном динамическом нагружениях с варьированием геометрических параметров элементов, наличия или отсутствия: стыка, металлической обоймы усиления и ее вида, а также сеток косвенного армирования в зоне стыка.

3.1 Программа экспериментальных исследований.

Выбор и конструкция опытных образцов Для экспериментальных исследований была разработана программа, которая включала в себя 6 натурных фрагментов железобетонных колонн, испытанных при статическом нагружении, и 15 железобетонных колонн и их стыков, испытанных при кратковременном динамическом нагружении [114, 123, 118, 122]. Выбор параметров экспериментальных образцов колонн и их стыков определялся задачами исследований, возможностями изготовления и испытания образцов на имеющемся в распоряжении оборудовании. Программа экспериментальных исследований приведена на рисунке 3.1.1.

Согласно программе эксперимента при испытании на статическое нагружение образцы были выполнены в виде: 2 натурных фрагментов колонн без усиления (СК-1, СК-2); 2 натурных фрагментов колонн, усиленных металлической обоймой виде уголков и предварительно напряженных планок (СКМ-1, СКМ-2); а также 2 фрагментов, усиленных металлической обоймой в виде П-образных стержней из арматуры класса А400 (A-III) диаметром 20 мм с шагом 55 мм (СКМ-3) и диаметром 32 мм с шагом 165 мм (СКМ-4).

Рисунок 3.1.

1 – Программа экспериментальных исследований Стыки фрагментов колонн для проведения экспериментальных исследований при статическом нагружении изготавливались в производственных условиях и повторяли технологический цикл изготовления реальных железобетонных конструкций.

Фрагменты натурных железобетонных колонн для исследования при статическом нагружении были изготовлены в виде стыков двух элементов колонн сечением 400*400 мм, длина каждого элемента составляла 800 мм (рисунок 3.1.2). Все шесть образцов армировались одинаковой продольной (428 А400 (А-III)) и поперечной (хомуты и сетки) арматурой. Сетки косвенного армирования изготовлены из арматуры диаметром 10 мм класса А400 (А-III) с ячейкой 70*70 мм и установлены с шагом по высоте 80 мм. Армирование экспериментальных образцов при испытании на статическое нагружение представлено на рисунке 3.1.3. Бетон всех экспериментальных образцов соответствовал классу В35.

При проведении экспериментальных исследований на кратковременное динамическое нагружение экспериментальные образцы были представлены в виде железобетонных колонн сечением 100*100 мм и длиной 1000 мм со стыком или без стыка. При этом принималась следующая маркировка экспериментальных образцов: Кд – образец без стыка; СКд – образец со стыком, при наличии сеток в уровне стыка; СКДд – образец со стыком, без сеток в уровне стыка;

СКМд – образец со стыком, при наличии сеток в уровне стыка и усиленный металлической обоймой; СКМДд – образец со стыком без сеток в уровне стыка и усиленный металлической обоймой (рисунок 3.1.1). Экспериментальные образцы железобетонных колонн и их стыков для испытаний при кратковременном динамическом нагружении изготавливались в лицензированном испытательном центре Томского государственного архитектурноСТРОМТЕСТ»

строительного университета.

Армирование экспериментальных образцов для проведения испытаний на кратковременные динамические нагрузки выполнено одинаковым: в виде продольной из 88 А400 и поперечной (хомуты и сетки) арматуры.

а) б) в) г) д)

Рисунок 3.1.2 – Геометрические размеры экспериментальных образцов при испытании на статическое нагружение:

а – образец без усиления; б – образец, усиленный металлической обоймой в виде уголков и пяти предварительно напряженных планок с одной стороны; в – образец, усиленный металлической обоймой в виде уголков и четырех предварительно напряженных планок с одной стороны; г – образец, усиленный металлической обоймой в виде П-образных стержней диаметром 20 мм; д – образец, усиленный П-образными стержнями диаметром 32 мм Рисунок 3.1.

3 – Опалубочные размеры и армирование экспериментальных образцов при испытании на статическое нагружение В образцах колонн и их стыках четыре угловых арматурных стержня проходят по всей длине образца, чем имитируется ванная сварка, которая делает сечения равнопрочными. Четыре других стержня, установленные между угловыми стержнями, так же проходят по всей длине образца – для образцов колонн (Кд) или имеют разрыв по длине в середине образца – для образов со стыками (СКд, СКДд, СКМд, СКМДд). Во всех образцах в приопорных зонах имеется косвенное армирование из пяти сеток, установленных с шагом по высоте 20 мм. Размеры ячеек сеток составляют 17 мм. Косвенное армирование в виде десяти сеток имеется в зоне стыка образцов с маркировкой СКд и СКМд, у образцов с маркировкой СКДд и СКМДд косвенное армирование в зоне стыка отсутствует, что моделирует дефектные стыки. Геометрические размеры и армирование экспериментальных образцов при испытании на кратковременное динамическое нагружение приведены на рисунке 3.1.4.

Экспериментальные образцы колонн и их стыков изготавливались в предварительно смазанной сборно-разборной металлической опалубке (рисунок 3.1.5). Бетонная смесь изготовлялась вручную в лабораторных условиях из портландцемента марки М400. Расход цемента при изготовлении бетонной смеси принимался одинаковым и составлял 460 кг/м3. В качестве мелкого заполнителя использовался песок с модулем крупности 2,2. В виде крупного заполнителя использовался серый щебень крупностью 5...10 мм в количестве 25 % от веса мелкого заполнителя и цемента.

Согласно ГОСТ 27006-86 «Бетоны. Правила подбора состава» [49], ГОСТ 10180-90 «Бетоны. Методы определения прочности по контрольным образцам» [47] и «Рекомендаций по подбору составов тяжелых и мелкозернистых бетонов (к ГОСТ 27006-86)» [146] было выбрано соотношение компонентов бетонной смеси (по массе): 1,00 (цемент); 1,456 (крупный заполнитель, щебень);

2,82 (мелкий заполнитель, песок) с водоцементным отношением 0,49.

Одновременно, при изготовлении каждой серии экспериментальных образцов, изготавливались контрольные бетонные образцы: 3 призмы размерами 100*100*400 мм и 6 кубиков размерами 100*100*100 мм.

а)

–  –  –

Рисунок 3.1.

5 – Изготовление экспериментальных образцов при испытании на кратковременную динамическую нагрузку: а – арматурные каркасы экспериментальных колонн; б – установка арматурных каркасов в опалубке; в – экспериментальные колонны после разопалубливания После укладки бетонной смеси в опалубку производилось ее уплотнение при помощи ручного вибратора. Через два часа после изготовления экспериментальные образцы покрывались влажной тканью и посыпались опилками, которые периодически увлажнялись. Твердение бетона и набор прочности происходили в естественных условиях при температуре в помещении +16...+20 С не менее 28 суток после изготовления.

3.2 Методика проведения испытаний Для испытания экспериментальных образцов стыков натурных железобетонных колонн с усилением и без стыков на статическую нагрузку использовался гидравлический пресс (рисунок 3.2.1) с максимальным усилием в 10000 кН. Испытания опытных образцов на действие статической нагрузки производились по схеме сжатого элемента со случайным эксцентриситетом.

Фрагменты натурных колонн устанавливались на опорную подвижную площадку гидравлического пресса, сверху опытный образец прижимался неподвижной опорой. Нижняя и верхняя части образцов устанавливалась в оголовники, которые препятствовали смятию бетона экспериментальных колонн.

Нагружение железобетонных колонн продольной статической нагрузкой осуществлялось на гидравлическом прессе Пр-1000, соединенном со станцией, через которую велся контроль за нагрузками. Нагружение происходило этапами, составляющими 10% от ожидаемой разрушающей нагрузки. Выдержка на каждом этапе составляла 8-10 минут. Величину усилия, создаваемого гидравлическим прессом, контролировали по показаниям манометра. Все образцы в процессе испытания были доведены до разрушения.

Продольные перемещения образца при статических испытаниях определялись прогибомерами системы Аистова с ценой деления 0,01 мм и прогибомерами системы Максимова с ценой деления 0,1 мм, а поперечные перемещения бетона образца – индикаторами часового типа.

Продольные и поперечные деформации бетона, а так же деформации планок усиления фиксировались с помощью тензометров рычажного типа с базой 100 мм и 20 мм и тензорезисторами на бумажной основе с базой 50 мм.

Продольные и поперечные деформации стержней обоймы фиксировались с помощью тензометров рычажного типа с базой 100 мм и тензорезисторов с базой 20 мм, а также тензометрами системы Аистова.

Работа тензорезисторов основана на свойстве проводниковых или полупроводниковых материалов, которые способны изменять электрическое Рисунок 3.2.

1 – Общий вид испытаний натурных железобетонных колонн на действие статических нагрузок сопротивление при деформировании. Тензоэффект характеризуется выходным сигналом в виде относительного изменения сопротивления резистора R / R.

Отношение изменения выходного сигнала к вызывающей его относительной деформации при фиксированных значениях параметров тока, температуры влажности и т.д. называют коэффициентом тензочувствительности резистора.

Тензодатчик на арматурном стержне обоймы устанавливался следующим образом: первоначально на арматурном стержне подготавливалась площадка для наклейки тензодатчика. Затем, чтобы избежать замыкания выводов тензодатчика, состоящего из чувствительного элемента и диэлектрической основы, на арматурный стержень обоймы в месте выводов приклеивается диэлектрическая подложка в виде двух слоев липкой ленты. В завершении к арматурному стержню обоймы приклеивается рабочий тензодатчик, концы которого соединяются с выводами компенсационного датчика [105].

На бетон датчики наклеивались при помощи клея типа «супер клей» на предварительно зачищенную и обезжиренную поверхность.

Для получения данных о напряженно-деформированном состоянии бетона и арматурных стержней обоймы экспериментальных образцов во время испытания система тензодатчиков (рабочий и компенсационный) через многожильный кабель подключается к 64-канальной тензометрической системе MICD для измерения динамических и статических деформаций.

Схема расстановки измерительных приборов при испытании опытных образцов стыков колонн на статическую нагрузку представлена на рисунке 3.2.2.

Испытания экспериментальных образцов железобетонных колонн при кратковременном динамическом нагружении производились на специально разработанном стенде (копровой установке), расположенном в лицензированном испытательном центре «СТРОМТЕСТ» Томского государственного архитектурно-строительного университета (рисунок 3.2.3). Стенд представляет собой копровою установку, состоящую из направляющих, жестко прикрепленных к силовому полу [107].

Рисунок 3.2.

2 (начало) – Схема расстановки измерительных приборов при испытании на статическую нагрузку

Условные обозначения:

Трб – тензорезистор, установленный на бетоне;

Тра – тензорезистор, установленный на металлических элементах усиления;

И – индикатор часового типа; Тб – тензометр, установленный на бетоне;

Та – тензометр, установленный на металлических элементах усиления;

Па – прогибомер системы Аистова; Пм – прогибомер системы Максимова Рисунок 3.2.

2 (продолжение) – Схема расположения измерительных приборов при испытании на статическую нагрузку Рисунок 3.2.

3 (начало) – Стенд для испытания экспериментальных образцов на кратковременную динамическую нагрузку Рисунок 3.2.

3 (продолжение) – Стенд для испытания экспериментальных образцов на кратковременную динамическую нагрузку По направляющим свободно перемещается нагружающий элемент массой 510 кг, прикрепленный с помощью лебедки и фиксируемый на необходимой высоте при помощи страховочных хомутов. Испытываемый образец фиксируется в вертикальном положении с помощью нижнего и верхнего оголовков.

Внизу шарнирные условия закрепления дает опорный шар, фиксирующийся на датчике опорных реакций, плотно соединенным с опорной пластиной, которая крепится к силовому полу. Вверху – верхний оголовок, соединенный с направляющими через систему штоков и цилиндрических насадок. Цилиндрические насадки крепятся к направляющим при помощи крепежных муфт. Нагружающий элемент заранее фиксировался на заданной высоте – 1,1 метра. Затем, при помощи бомбосбрасывателя и подвешенного к нему груза, происходило отцепление груза, который ударял по экспериментальному образцу через систему демпфирующих резиновых прокладок – демпфер повышенной живучести [106].

Величина нагрузки измерялась датчиком силоизмерителя тензорезисторного типа ДСТ 412. Опорная реакция измерялась датчиком опорных реакций тензометрического типа.

Для измерения деформаций бетона и арматуры при испытании на кратковременное динамическое нагружение использованы тензорезисторы на клееночной основе с базой 5 мм и сопротивлением 200 Ом на арматуре и базой 20 мм и сопротивлением 100 Ом на бетоне. Работа тензорезисторов и последовательность их установки изложена выше при описании измерительных приборов, используемых для испытания при статическом нагружении. На бетоне тензорезисторы устанавливались на двух взаимно перпендикулярных сторонах в уровне стыка с шагом 125 мм по высоте. На арматуре тензорезисторы устанавливались на четырех стержнях в месте примыкания одной колонны к другой, а также на других арматурных стержнях выше и ниже уровня стыка.

Кроме того тензорезисторы базой 5 мм устанавливались на обойме усиления железобетонных колонн для фиксации момента времени, в который обойма включалась в работу, и величины деформаций поперечных планок усиления.

Показания тензорезисторов регистрировались с помощью 64-канальной тензометрической системы MIC-400D для измерения динамических и статических деформаций. При помощи данной системы регистрировались показания силоизмерителя и датчиков перемещения с тензорезистивной мостовой схемой измерения. Для фиксирования ускорения были установлены акселерометры типа 4382 с усилителем заряда 2634 с предельной шкалой 980 g. Их показания записывались при помощи 16-канального цифрового регистратора MIC-300M.

Схема расположения измерительных приборов, используемых при испытании на кратковременное динамическое нагружение, представлена на рисунках 3.2.4…3.2.5, их общий вид на рисунке 3.2.6. Измерительновычислительные системы MIC-300M и MIC-400D показаны на рисунке 3.2.6 (ж, з).

<

3.3 Результаты экспериментальных исследований

Перед экспериментальными исследованиями железобетонных колонн и их стыков при действии кратковременных динамических нагрузок были определены прочностные и деформативные характеристики материалов (бетона, арматуры и элементов усиления), используемых для их изготовления.

Для этого были проведены стандартные испытания в лабораторных условиях на гидравлическом прессе (бетонные кубы и призмы) и на растягивающей машине Instron 3382 (стержни продольной рабочей и косвенной арматуры, металлические планки усиления) [46]:

– по шесть бетонных кубов (размерами 100*100*100 мм) и по три бетонных призмы (размерами 100*100*400 мм) для каждой изготовленной серии образцов, по ГОСТ 10180-90 «Бетоны. Методы определения прочности по контрольным образцам» [47];

– по три стержня для каждого диаметра стальной арматуры, используемой в экспериментальных элементах по ГОСТ 12004-81 «Сталь арматурная.

Методы испытания на растяжение» [48];

– по три металлические планки, используемые в усилении экспериментальных образцов по ГОСТ 12004-81 «Сталь арматурная. Методы испытания на растяжение» [45].

Условные обозначения:

Трб – тензорезистор, установленный на бетоне;

Тро – тензорезистор, установленный на металлических элементах усиления;

Тл – тензометрическая линейка (датчик деформаций);

Ак – датчик ускорений (акселерометр) Пр – прогибомер Рисунок 3.2.

4 – Схема расстановки измерительных приборов на бетоне и арматуре при испытании железобетонных колонн (образцы Кд) на кратковременную динамическую нагрузку Рисунок 3.2.

5 – Схема расстановки измерительных приборов на бетоне, арматуре и элементах усиления при испытании железобетонных колонн с усилением (образцы СКМд, СКМДд) и без усиления (образцы СКд, СКДд) на кратковременную динамическую нагрузку Примечание: маркировка приборов принята согласно рисунку 3.2.4

–  –  –

В пресс кубики устанавливались через прокладки из плотного картона, для сглаживания дефектов поверхностей. При помощи манометра пресса фиксировалась разрушающая сжимающая нагрузка.

По полученным данным при проведении испытаний бетонных кубиков были определены прочностные характеристики бетона. Результаты определения характеристик представлены в таблице 3.3.1.

Испытания бетонных призм на сжатие также проводились на прессе. На каждую призму наклеивалось по четыре тензорезистора с целью получения данных о деформациях бетона в продольном и поперечном направлениях. Результаты испытаний бетонных призм приведены в таблице 3.3.2.

Испытание контрольных образцов арматуры и металлических планок на растяжение проводилось на растягивающей машине Instron 3382. Для испытания на растяжение применялись образцы арматуры с необработанной поверхностью периодического профиля диаметром 3 и 8 мм и с гладкой поверхностью диаметром 3 мм. Полная длина образца арматуры l = 300 мм, которая зависела от рабочей длины образца и конструкции захватов испытательной машины. Рабочая длина образцов принималась не менее 10d и не менее 200 мм для стержневой арматуры. При испытании металлических планок на растяжение их геометрия полностью соответствовала геометрии планок, применяемых для усиления экспериментальных образцов. При этом планки выполнялись размерами 3*40*100 мм.

Нагрузка подавалась ступенчато с выдержкой после каждого этапа, полученные результаты дублировались при помощи графопостроителя, встроенного в растягивающую машину.

На основании результатов, полученных при испытаниях контрольных образцов материалов, было установлено, что бетон соответствует классу B20 (Rbn = 15,0 МПа, Rbtn = 1,4 МПа, Rb = 11,5 МПа, Rbt = 0,9 МПа, Eb = 27000 МПа), арматура класса А400 (Rsn = 400 МПа, Rs = 350 МПа, Rsc = 350 МПа,

– Es = 200000 МПа), металлические планки усиления – сталь марки С245 (Ry = 240 МПа, E = 210000 МПа).

Таблица 3.3.

1 Результаты испытаний контрольных кубиков бетона на сжатие

–  –  –

6 97 101 99 9797 201 19,49 1 101 100 100 10100 205 19,28 2 99 100 100 9900 198 19,0 3 101 101 100 10201 230,5 21,47 2 20,1 15,05 1,73 24232 4 97 99 98 9603 188 18,60 5 101 98 98 9898 211 20,25 6 98 99 99 9702 223 21,84 1 100 100 99 10000 210 19,95 2 101 99 100 9999 203,5 19,33 3 100 98 99 9800 203 19,68 3 19,9 14,93 1,72 24123 4 99 99 99 9801 214 20,74 5 100 100 101 10000 215 20,43 6 98 99 101 9702 197 19,29

–  –  –

В результате проведения экспериментальных исследований при статическом и кратковременном динамическом нагружениях исследуемые конструкции колонн и их стыков доведены до разрушения. При этом были получены схемы трещинообразования и разрушения, а так же разрушающие нагрузки.

Схемы разрушения экспериментальных образцов при статическом и кратковременном динамическом нагружения представлены на рисунках 3.3.1…3.3.5.

Разрушающая нагрузка экспериментальных образцов при испытании на статическое нагружение составила: для СК-1 - 6000 кН; СК-2 - 4700 кН;

СКМ-1 - 8500 кН; СКМ-2 - 8000 кН; СКМ-3 - 9180 кН; СКМ-4 - 7800 кН.

При испытании на кратковременное динамическое нагружение:

Кд –215,0 кН; СКд-2-1 – 253,0 кН; СКд-3-1 – 227,3 кН; СКДд – 194,4 кН;

СКМд – 371,6 кН; СКМДд – 326,5 кН. Сопоставление характера и величины прикладываемых нагрузок при экспериментальных исследованиях на кратковременное динамическое нагружение приведено на рисунке 3.3.6.

Анализ экспериментальных исследований натурных образцов стыков колонн при статическом нагружении показал повышенные поперечные деформации в районе стыка, которые уменьшаются по мере удаления по высоте от стыка точки измерения. Кроме этого было получено, что усиление в виде металлической обоймы снижает деформативность образцов (рисунки 3.3.7…3.3.8). Выявлено, что поперечные планки усиления не включаются на первых этапах работы конструкции в отличии от П-образных элементов усиления (рисунок 3.3.9).

В результате проведенных экспериментальных исследований при статическом нагружении было получено, что:

- усиление П-образными стержнями позволяет повысить несущую способность стыков от 30% до 53%;

- усиление металлическими планками и уголками - от 33% до 42%.

При испытании экспериментальных железобетонных колонн на кратковременное динамическое нагружение было выявлено, что разрушение дефектных стыков колонн без усиления происходит в уровне стыка, а разрушение экспериментальных колонн с проектными стыками и дефектными стыками, усиленными металлическими обоймами происходит по телу колонны, что подтверждает надежность усиленных стыков металлическими обоймами и косвенным армированием.

После обработки полученных результатов испытании на кратковременное динамическое нагружение были получены графики поперечных и продольных деформаций бетона, продольные деформации рабочей арматуры и продольные деформации планок усиления (см. рисунки 3.3.10…3.3.14) [86].



Pages:   || 2 |
Похожие работы:

«ОГЛАВЛЕНИЕ Философия EGIA 3 Ежедневное очищение 6 Средства для глубокого очищения кожи 10 Уход за зрелой кожей 12 Коррекция мимических морщин 14 Уход за чувствительной кожей с куперозом 16 Средства для осветления кожи 18 Ухо...»

«О РУСКОМЪ СЛОВАР. РЕЧЬ, Ч ИТАННАЯ ВЪ ОБЩЕСТВ ЛЮБИТЕЛЕЙ РОССІЙСКОЙ СЛОВЕСНОСТИ ВЪ ЧАСТНОМЪ ЕГО ЗАС ДАНІИ 25 ФЕВРАЛЯ И ВЪ ПУБЛИЧНОМЪ 6 МАРТА, 1860. Господа, въ посл днее зас даніе вы потребовали отъ меня, по живому сочувствію ъ д лу, отчета въ труд моемъ, въ словар, надъ оторымъ я в ъ свой работаю...»

«АНКЕТА НА ПОЛУЧЕНИЕ КОМПЛЕКТА ДОПОЛНИТЕЛЬНЫЕ СВЕДЕНИЯ, НЕОБХОДИМЫЕ ДЛЯ ВЫПУСКА ОСНОВНЫХ КАРТ "МАЛИНА" КОМПЛЕКТА ОСНОВНЫХ КАРТ "МАЛИНА" Имя и фамилия Клиента латинскими буквами для указания на Карте. 8 800 200 6 200; 8 800 200 9 449 (круглосуточно) +7 (495) 748 0 748; +7 (495) 543 94 00 Максимальное количество символов не должно...»

«Порядок проведения банковских операций в период с 23 декабря 2013 года по 10 января 2014 года (для клиентовфизических лиц отделений типа "Б"). Уважаемые клиенты! Пожалуйста, ознакомьтесь с порядком проведения банковских операций клиентов-физических лиц в период с 23 декабря 2013 года по 10 января 2014 го...»

«ОТКРЫТОЕ АКЦИОНЕРНОЕ ОБЩЕСТВО "НАУЧНО-ПРОИЗВОДСТВЕННАЯ КОРПОРАЦИЯ "РЕКОД" СПЕЦИАЛЬНОЕ ПРОГРАММНОЕ ОБЕСПЕЧЕНИЕ "РЕКОД-Инфраструктура" Руководство пользователя с административными правами доступа (Руководство администратора) Версия 2.6.10. Москва 2012 г. СОДЕРЖАНИЕ 1. СПО "РЕКОД-Инфрастр...»

«Министерство образования и науки Российской Федерации Федеральное государственное образовательное учреждение высшего образования "Санкт-Петербургский Государственный Университет" Институт философии Кафедра онтологии и теории познания Выпускная квалификационная работа: Язык...»

«1 Ур о к и суб бот н е й школы – специальная программа изучения, базирующаяся исключительно на Библии и Духе Пророчества без дополнительных комментариев. Цитаты, по Содержание возможности, приведены краткими, чтобы дать прямой и ясный ответ. В неБожество..................5 которых случаях в цитатах помещены допол...»

«Идрис Шах Знать как знать Практическая философия суфийской традиции Об авторе Идрис Шах (1924–1996), Великий шейх суфиев, писатель и ученый, родился в г. Шимла (Индия) в известной семье Хашимитского рода. Родословная и титулы семьи Идриса Шаха восходят к пророку Мухаммеду, что подтверж...»

«http://www.otido.com/friday/2010-04-30.pdf Пятница! До майского тепла остался один день! Первомай-первомай, какую хочешь открытку выбирай! /// В архиве семь TIFF размером 102x152 мм разрешением 350dpi http://narod.ru/disk/20184303000/1may.rar.html Что такое улица?Это путь от рабочего компа к домашнему А про первомай почитать тут (очень...»

«Дизайн© 2014 Xerox Corporation. Все права защищены. Xerox®, Xerox и Design® и DocuMate® являются товарными знаками корпорации Xerox в США и других странах. Visioneer является торговой маркой лицен...»

«Исследование рынка ароматических углеводородов стр. 1 из 30 Исследование рынка ароматических углеводородов в России Декабрь, 2015 г. Исследование рынка ароматических углеводородов стр. 2 из 30 Оглавление Список диаграмм Список таблиц Список рис...»

«70-лет Победы в Великой отечественной войне 100 лет героической обороне крепости Осовец в Первой мировой войне меньше всего поддаются влиянию извне. Студенты старших курсов наиболее мотивированы к обучени...»

«Проект Примерная адаптированная основная общеобразовательная программа начального общего образования глухих обучающихся Оглавление 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ 2. ПРИМЕРНАЯ АДАПТИРОВАННАЯ ОСНОВНАЯ ОБЩЕОБРАЗОВАТЕЛЬНАЯ ПРОГРАММА НАЧАЛЬНОГО ОБЩЕГО ОБРАЗОВАНИЯ ГЛУХИХ ОБУЧАЮЩИХСЯ (ВАРИАНТ 1.1). 16 2.1 Целевой раздел 2.1.1. Пояснительная записка...»

«СОЦИОЛОГИЧЕСКИЕ НАУКИ УДК 303.1 Бабич Николай Сергеевич Babich Nikolay Sergeevich кандидат социологических наук, PhD in Social Science, научный сотрудник Института социологии Research associate at Institute of Sociology, Российской академии наук Russian Academy of Sciences dom-hors@mail.ru dom-hors@mail.ru ТИПОЛОГИЗАЦИЯ С...»

«Гарантийные условия Действительны с 01. 01. 2014 Содержание Общие гарантийные условия Гарантийные условия 3 Подробные гарантийные условия Грузовики и автобусы 4 Запасные части и дополнительные устройст...»

«Российский рынок акций АНАЛИТИЧЕСКИЙ ОБЗОР 25 апреля 2016 Текущая ситуация на рынке По итогам торгов в пятницу ключевые американские фондовые индексы не показали единой динамики. Из-за недостаточно сильных квартальных отчетов ряда крупных высокотехнологичных компаний ин...»

«СРАВНИТЕЛЬНЫЕ РЕЙТИНГИ И ИНДЕКСЫ КАК ИНСТРУМЕНТЫ ИЗМЕРЕНИЯ ПОЛИТИЧЕСКОЙ СТАБИЛЬНОСТИ А.О. Ярославцева Кафедра сравнительной политологии Российский университет дружбы народов ул. Миклухо-Маклая, 10а, Москва, Россия, 117198 В статье рассматриваются и анализируются основные сравнительные рейтинги и индексы уровня политической стаб...»

«Новый Завет (перевод под ред. еп. Кассиана [Безобразова]) Евангелие от Матфея Глава 1 Глава 2 Глава 3 Глава 4 Глава 5 Глава 6 Глава 7 Глава 8 Глава 9 Глава 10 Глава 11 Глава 12 Глава 13 Глава 14 Глава 15 Глава 16 Глава 17 Глава 18 Глава 19 Глава 20 Глава 21 Гл...»

«ЧАСТО ЗАДАВАЕМЫЕ ГРАЖДАНСКОМУ ОБЩЕСТВУ ВОПРОСЫ, КАСАЮЩИЕСЯ ОТЧЕТА БДИПЧ1 ПО ПРЕСТУПЛЕНИЯМ НА ПОЧВЕ НЕНАВИСТИ Зачем БДИПЧ подготавливает ежегодный отчет о преступлениях на почве • ненависти? Отчет составляется каждый год по решениям Совета министров ОБСЕ, которые предписывают БДИПЧ с...»

«МИНОБРНАУКИ РОССИИ ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ "НОВОСИБИРСКИЙ НАЦИОНАЛЬНЫЙ ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИ...»

«Market Watch Состояние и перспективы использования радиотехнологий LPWA для рынка Интернета вещей (IoT) Июль 2016 года J’son & Partners Consulting представляет краткие результаты исследования основных тенденций и перспектив развития энергоэффективных технологий беспр...»

«Пирогов В.Ю. ASSEMBLER Учебный курс Москва Издатель Молгачева С.В. УДК 004.438 ASSEMBLER ББК 32.973.26-018.1 ПЗЗ Пирогов В.Ю. ASSEMBLER. Учебный курс.М.: Издатель Молгачева С.В., Издательство Нолидж, 2001. 848 с., ил. Издатель Молгачева С.В. Лицензия ИД № 03567 от 19 декабря 2000 г. И...»

«Департамент природных ресурсов администрации Магаданской области КАДАСТРОВЫЙ ОТЧЕТ ПО ООПТ ПАМЯТНИК ПРИРОДЫ РЕГИОНАЛЬНОГО ЗНАЧЕНИЯ "ШИРОКИНСКИЙ" г. Магадан, 2013 Кадастровый отчет по ООПТ памятник природ...»

«III Российская национальная премия по ландшафтной архитектуре и садовопарковому искусству Период проведения Премии: 3-10 октября 2012 года Место проведения: "Центральный дом архитектора" (Москва, Гранатный переулок д.7/9), Филиал ботанического сада МГУ (Москва, прос...»

«1 Утверждение изменений в ОПОП для реализации в 2016 -2017 учебном году ОПОП пересмотрена, обсуждена и одобрена для реализации в 2016 -2017 учебном году на заседании Ученого совета технологического факультета Протокол № 3 от "23" _ ноября 2016 г. Утверждение изменений в ОПОП для реализации в 2...»

«ОТРАСЛИ И МЕЖОТРАСЛЕВЫЕ КОМПЛЕКСЫ Ю.Д. Кононов, Д.Ю. Кононов УЧЕТ ВРЕМЕННОГО ФАКТОРА ПРИ ОЦЕНКЕ РЕАЛИЗУЕМОСТИ ВАРИАНТОВ ДОЛГОСРОЧНОГО РАЗВИТИЯ ТЭК1 В статье предлагается методический подход, позволяющий сравнивать варианты развития ТЭК с точки зрения относительной легкости их реализац...»

«МУНИЦИПАЛЬНОЕ АВТОНОМНОЕ БАШОРТОСТАН РЕСБУЛИКАЫ ШИШМ УЧРЕЖДЕНИЕ РАЙОНЫ МУНИЦИПАЛЬ РАЙОНЫНЫ СРЕДНЯЯ ОБЩЕОБРАЗОВАТЕЛЬНАЯ ШИШМ э.1-се АНЛЫ УРТА ДЙМ ШКОЛА № 1 р.п. ЧИШМЫ БЕЛЕМ БИРЕ МКТБЕ МУНИЦИПАЛЬ МУНИЦИПАЛЬНОГО РАЙОНА АВТОНОМИЯЛЫ ДЙМ БЕЛЕМ БИРЕ ЧИШМИНСКИЙ РАЙОН УЧРЕЖДЕНИЕЫ РЕСПУБЛИКИ БАШКОРТОСТАН...»

«Пособие по нетрудоспособности Обратиться в Социальное страхование В Интернете Наша страница в Интернете www.socialsecurity.gov— это ценный источник информации обо всех программах Социального обеспечения. Там вы также сможете: • Подать заявку на пенсию, инвалидность, и Медикэр льготы; • Найти адрес местного отделения Социального обеспечени...»








 
2017 www.doc.knigi-x.ru - «Бесплатная электронная библиотека - различные документы»

Материалы этого сайта размещены для ознакомления, все права принадлежат их авторам.
Если Вы не согласны с тем, что Ваш материал размещён на этом сайте, пожалуйста, напишите нам, мы в течении 1-2 рабочих дней удалим его.