авторефераты диссертаций БЕСПЛАТНАЯ БИБЛИОТЕКА РОССИИ

КОНФЕРЕНЦИИ, КНИГИ, ПОСОБИЯ, НАУЧНЫЕ ИЗДАНИЯ

<< ГЛАВНАЯ
АГРОИНЖЕНЕРИЯ
АСТРОНОМИЯ
БЕЗОПАСНОСТЬ
БИОЛОГИЯ
ЗЕМЛЯ
ИНФОРМАТИКА
ИСКУССТВОВЕДЕНИЕ
ИСТОРИЯ
КУЛЬТУРОЛОГИЯ
МАШИНОСТРОЕНИЕ
МЕДИЦИНА
МЕТАЛЛУРГИЯ
МЕХАНИКА
ПЕДАГОГИКА
ПОЛИТИКА
ПРИБОРОСТРОЕНИЕ
ПРОДОВОЛЬСТВИЕ
ПСИХОЛОГИЯ
РАДИОТЕХНИКА
СЕЛЬСКОЕ ХОЗЯЙСТВО
СОЦИОЛОГИЯ
СТРОИТЕЛЬСТВО
ТЕХНИЧЕСКИЕ НАУКИ
ТРАНСПОРТ
ФАРМАЦЕВТИКА
ФИЗИКА
ФИЗИОЛОГИЯ
ФИЛОЛОГИЯ
ФИЛОСОФИЯ
ХИМИЯ
ЭКОНОМИКА
ЭЛЕКТРОТЕХНИКА
ЭНЕРГЕТИКА
ЮРИСПРУДЕНЦИЯ
ЯЗЫКОЗНАНИЕ
РАЗНОЕ
КОНТАКТЫ


Pages:   || 2 | 3 | 4 | 5 |   ...   | 11 |
-- [ Страница 1 ] --

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ

МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

ИНСТИТУТ СТРОИТЕЛЬСТВА И АРХИТЕКТУРЫ

МОСКОВСКАЯ ГОРОДСКАЯ

НАУЧНО-ТЕХНИЧЕСКАЯ КОНФЕРЕНЦИЯ

СТУДЕНТОВ

Сборник докладов

МОСКВА 2010

УДК 691.4 728.1-4

ISBN 5-7264-0454-8

Московская городская научно-техническая конференция:

Сборник докладов /Моск.гос.строит.ун-т. – М.:МГСУ, 2010. – 430 с.

В сборнике публикуются доклады участников московской городской научно технической конференции по итогам научно-исследовательских работ студен тов. На конференции были представлены доклады по направлениям, связанным с архитектурой гражданских и промышленных зданий, строительными конст рукциями, технологией строительного производства, строительной механикой, технологией строительных материалов, производством и технологией отделоч ных и изоляционных материалов, экологической безопасностью и физико химическими методами исследований.

Редакционная коллегия АФАНАСЬЕВ А.А. - профессор, доктор технических наук БАЛАКИНА А.Е. - профессор, кандидат архитектуры БУЛГАКОВ Б.И. - профессор, кандидат технических наук МОНДРУС В.Л. -профессор, доктор технических наук ОРЛОВА А.М. - профессор, кандидат технических наук Ответственный за выпуск сборника доцент Григорьева Л.С.

Всю ответственность за содержание представленного материала несут авторы УДК 691.4 728.1- ISBN 5-7264-0454-8 © Кол. авт., © МГСУ, СЕКЦИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И КАМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЙ Барбашев Н.П.

магистрант кафедры железобетонных и каменных конструкций.

Научный руководитель – Жарницкий В.И., доктор технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций ОСОБЕННОСТИ СЕЙСМИЧЕСКИХ КОЛЕБАНИЙ ЗДАНИЙ ПО НЕСКОЛЬКИМ ФОРМАМ Рассматривается эквивалентная железобетонная консоль с равно мерно распределённой массой и жесткостью, жестко закрепленная нижним концом. Консоль работает на поперечный изгиб по нормаль ным сечениям под действием динамической нагрузки. Инерция пово рота, деформации поперечного сдвига, вертикальное движение грунта и вертикальная продольная сила не учитываются.

a) б) x x y(x,t) As dx l x y y Z(t) Z(t) Рис.1. а - схема железобетонной консоли с распределённой массой и жесткостью;



б – расчетная схема в системе координат.

Уравнения поперечных колебаний упругопластической конструк ции, как системы с бесконечным числом степеней свободы с учетом затухания:

2 M ( x, t ) 2 y ( x, t ) y..

+m +c = m Z (t ) ;

(1) x 2 t 2 t 2 y ( x, t ) k ( x, t ) = ;

(2) x M ( x, t ) = f ( k ( x, t )), (3) y( x, t ) - прогиб;

M ( x, t ) - изгибающий момент в сечении;

где k ( x, t ) - кривизна сечения;

m - погонная масса консоли;

c - коэффици ент затухания.

Сейсмическое воздействие принято в виде горизонтального перио дического изменения ускорений (акселерограмма) по закону:

....

Z (t ) = Z max sin грt, (4)..

гр - частота где Z max - максимальная амплитуда ускорений грунта, колебаний грунта, t - время.

Зависимость между моментом и кривизной принимается в виде би линейной диаграммы М-к, представленной на рис.2.

M Mт Kт Kmax K Рис.2. Идеальная упругопластическая диаграмма (Прандтля).

Начальные условия:

• y ( x,0) = 0, y( x,0) = 0, При t=0: (5) т.е. прогиб и скорость любой точки в начальный момент времени равны нулю.

Граничные условия:

При x=0: y (0, t ) = 0, y ' (0, t ) = 0, (6) т.е. прогиб и угол поворота в заделке равны нулю.

При x=l: M (l, t ) = 0, Q (l, t ) = 0, (7) т.е. момент и поперечная сила на свободном конце консоли равны нулю.

Решение уравнений (1), (2), (3) производится методом сеток решения дифференциальных уравнений в частных производных. Используя ко нечно-разностные формулы 2-го порядка аппроксимации, получаем системы уравнений, описывающих колебания консоли с бесконечным числом степеней свободы.

В точках i=1,2,3,….. n-1 уравнения (1), (2), (3) будут иметь вид:

Mi+1, j 2Mi, j +Mi1, j yi, j+1 2yi, j + yi, j1 yi, j+1 yi, j1..

= mZmaxsin( гр j) ;

(8) +m +c 2 s y i +1, j 2 y i, j + y i 1, j ;

(9) k i, j = s M i, j = f (k i, j ), (10) l i - но - длина элемента консоли;

- шаг счёта по времени;

где s = n мер сечения по длине консоли;

j - номер шага счета по времени.

Кроме того необходимо записать соответствующие уравнения в точ ках x=0,n с учетом граничных условий.

Системы обыкновенных дифференциальных уравнений 2-го порядка (8), и алгебраических уравнений (9) и (10) описывают колебания консо ли по n формам.

Таким образом, мы получили систему уравнений, по которой можно получить значения неизвестных для любых i и j.

В настоящее время мною разрабатывается программа по расчёту данной системы уравнений.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. Жарницкий В.И. Развитие теории расчёта упругопластических железо бетонных конструкций на особые динамические воздействия. Дисс. Докт. Техн.

Наук – М: МИСИ, - 1988 г.

Гамзаев Т.А.

магистрант кафедры железобетонных и каменных конструкций Научный руководитель – Жарницкий В.И., доктор технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций ЭНЕРГЕТИЧЕСКИЕ УСЛОВИЯ ПЕРИОДИЧНОСТИ В РАСЧЕТАХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ НА ДЕЙСТВИЕ ВЗРЫВА Особенность расчетов железобетонных конструкций на действие взрывных нагрузок состоит в учете упругопластических деформаций.





Рассматривается железобетонная балка, обладающая одной степе нью свободы. Балка загружена поперечной равномерно распределенной нагрузкой от действия воздушной ударной волны взрыва q(t) = qmax = const. Диаграмма сопротивления конструкции изгибу (мо d мент-прогиб) – идеальная упругопластическая;

кривая разгрузки парал лельна кривой нагружения.

Количественным критерием перврго расчетного предельного со стояния, является коэффициент упругости, равный отношению пре дельного прогиба к прогибу, соответствующему началу текучести:

y у = max пред. (1) YT YT Дифференциальные уравнения движения описывают упругую и пластическую стадии:

d 2 y0 (t ) i i i + B [Ф(x )] dxy0 (t ) = Ф(х )dxqmax m Ф 2 ( х )dx (2) 2 d dt 0 0 (y0 уТ);

d 2 y0 (t ) i i i = B [Ф( x )] dxyt + Ф( х )dxqmax m Ф 2 ( х )dx (2а) 2 d dt 0 0 (y0 уТ);

где у0 - прогиб в середине пролета;

B - жесткость;

m - погонная масса;

Ф(х) и Ф”(х) -форма изогнутой оси, и вторая производная по x.

Интегрирование уравнений (2), (2а) с учетом начальных условий y(t)=0 и dy( t = 0 ) = 0 дает значение коэффициента динамичности:

dt 1. (3) =1+ Решение уравнений (2) является достаточно трудоемкой задачей.

Решение может быть упрощено, если использовать энергетические ус ловия периодичности. Вместо (2) и (2а) запишем одно уравнение:

d 2 y0 ( t ) + r ( y0 (t )) = kq qmax, (4) d m dt Ф(x )dx ;

r(y0(t)) - сопротивление балки изгибу в виде диаграм где kq = Ф (x )dx мы Прандтля.

Представим (4) в виде:

d 2 y0 ( t ) = f (t, y0 ). (5) dt Умножим обе его части на dy0 и проинтегрируем от y01 до y02:

d y0 (t ) y02 2 y dy0 = f (t, y0 )dy0.

dt y01 y Заменяя пределы интегрирования, получаем:

d 2 y0 (t ) y 02 y ( ).

dt 2 dy0 = y dy = y02 y01.

& & & 0 y 01 y d 2 y0 (t ) y Пусть y02 = y01 = 0. Тогда & & dy0 = 0. (6) dt y При этом y f (t, y )dy (7) = 0 y q, r сопротивление балки 1 эк. ст.

q = rT d q max нагрузка разгрузка 0 Y YT Yocт Ymax Рис.1. Графическая интерпретация условия (8) Условие (6) имеет следующий механический смысл: при изменении прогиба от y0=0 до y0 = ymax (скорости равны нулю), работа внешней нагрузки равна работе потенциальной энергии балки.

Aq = Ar. (8) Так как, это условие повторяется в диапазоне изменения скорости от 0 до 0, то оно является условием периодичности.

Графически это условие выражается (рис.1) равенством площадей F0123 = F0453.

Полученное условие приводит к значению:

qmax ymax = q эк.ст уmax q эк.ст уТ d q эк.ст ymax = yT d qmax ymax (9) = На рис.2 нанесены кривые, полученные по формулам (3) и (9). Мак симальное различие коэффициента динамичности составляет = 6,6%.

2 (3) (9) 123 5 Рис.2 Результаты расчетов по (3) и (9) Долганов М.А.

студент факультета ПГС Научный руководитель – Родина А.Ю., кандидат технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций ВЛИЯНИЕ РАЗБРОСА МЕХАНИЧЕСКИХ ХАРАКТЕРИСТИК МАТЕРИАЛОВ НА НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОЕ СОСТОЯНИЕ (НДС) МОНОЛИТНОГО ЗДАНИЯ Исследования изменчивости прочности бетона при строительстве аналогичных зданий показали, что прочность монолитного бетона в процессе возведения здания значительно меняется. Так, при проектном классе бетона B30 в конструкциях наблюдается прочность и B25, и B35.

Очевидно, на разброс прочности бетона влияют множество факторов, наиболее характерные из них: доставка бетонной смеси на строитель ную площадку, ее укладка, соблюдение технологии бетонирования, уход за бетоном и др.

Выполним оценку НДС для выбранного здания, моделируя разброс прочности бетона при среднем коэффициенте вариации для всего зда ния vbm = 0,135 (заложен в нормативных документах на проектирование) и при vbm = 0,160 (предельный коэффициент согласно [1]), по следую щему алгоритму.

Присвоим каждому несущему элементу вертикальному v (колонна или стена), а также горизонтальному h (диск перекрытия) номер i. Бу дем считать, что для любого элемента i изменение прочности равнове роятно. То есть, распределение прочности бетона для всех несущих конструкций каждой захватки – равномерное.

В то же время, для отдельно взятой конструкции изменение прочно сти бетона регламентируется [1]. Согласно этому ГОСТ, закон распре деления прочности бетона для одной конструкции принимаем нормаль ным, характеризуемый плотностью вероятности вида [2]:

( xm) 1 2 f ( x) = e.

В нашем случае:

~ ( Rb Rb ) 1 2 Rb y= e, R b где: y – функция распределения случайной величины;

Rb – расчетное сопротивление бетона осевому сжатию;

~ Rb - случайная величина;

Rb - математическое ожидание случайной величины.

Далее бесповторному элементу i случайно и равномерно присваива ем индекс j массива c нормальным распределением прочности бетона размерностью [(v+h)nf], где nf – количество этажей.

После того, как были получены численные значения возможных классов бетона для каждой захватки, используем известную корреляци онную зависимость:

500000 Rb Eb =, 160 + Rb [Rb ] = 1 тс/см.

где:

Результаты подбора арматуры № Коэф- вари фици- ан Площадь As= № ент Обозна- та арматуры =As(Eb=vari) Вид конструкций вариа- чение рас Asi, см2 As(Eb=const), см ции, че vbm тов -// 1 Перекртия 217846, -// -//- Eb=const 2 Стены 194042, -// 3 Колонны 19508, 4 1 218564,5 717, Перекрытия 5 2 218293,2 446, 6 3 218383,3 536, 7 1 194183,2 141, 0,135 Eb=var1 Стены 8 2 194227,7 185, 9 3 194477,6 435, 10 1 19520,4 11, Колонны 11 2 19450,2 -58, 12 3 19479,6 -29, 13 1 218265,2 418, Перекрытия 14 2 222756,0 4909, 15 3 221226,9 3380, 16 1 193998,7 -43, 0,160 Eb=var2 Стены 17 2 197951,4 3909, 18 3 207107,9 13065, 19 1 19539,3 30, 20 2 19280,6 -228, Колонны 21 3 19140,8 -368, Примечание: в результатах подбора арматуры - «фактическая потреб ность» для конструкций без учета реально существующего сортамента горя чекатаной стержневой арматуры.

Дальнейшие расчеты произведем в программном комплексе «Лира 9.6» по следующей схеме:

1. Размеры конечного элемента принимаем 22 м.

2. При создании расчетной модели, используем пластины КЭ41 и КЭ42, и стержни КЭ10 из библиотеки конечных элементов расчетного комплекса.

3. «Бетонирование» типового этажа производим тремя захватка ми: колонны, стены и перекрытия.

4. Для каждого этажа здания по захваткам задаем модуль упруго сти бетона.

5. Коэффициент поперечной деформации бетона (коэффициент Пуассона), принимаем согласно [3], =0,2.

6. Для каждой захватки применяем единый класс бетона (с фикси рованным значением модуля упругости Еb).

7. При расчете арматуры для всех принципиальных вариантов расчетов (при различных Еb) принимаем единые физические и геомет рические характеристики (класс арматуры, расчетные длины стержне вых элементов, защитные слои арматуры).

8. Расчет арматуры производим по расчетным сочетаниям нагру зок (едины для всех вариантов расчетов).

9. Плитам перекрытий, диафрагмам и стенам назначаем модуль армирования – оболочка, колоннам – стержень.

Результаты расчетов по подбору арматуры отображены в таблице.

Таким образом, анализируя полученные данные, можно говорить о том, что в расчетах разброс прочности бетона на осевое сжатие Rb даже в пределах vbm = 0,160, в сравнении с фиксированным значением Rb (проектным) приводит к увеличению требуемой арматуры до 4%.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. ГОСТ 18105-86. Бетоны. Правила контроля прочности - М.: ИПК Изда тельство стандартов, 1987.

2. Вентцель Е.С. Теория вероятностей. М.: Наука, 1969- 117 с.

3. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предвари тельного напряжения арматуры – М.: ИПК Издательство стандартов, 2004.

Колмак И.В., Маринина А.В.

студентки факультета ГСС Научный руководитель – Тамразян А.Г., доктор технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций ВЛИЯНИЕ ИЗМЕНЧИВОСТИ УДЕЛЬНОГО СЦЕПЛЕНИЯ И УГЛА ВНУТРЕННЕГО ТРЕНИЯ ГРУНТА НА НЕСУЩУЮ СПОСОБНОСТЬ КОНСТРУКЦИЙ ПОДЗЕМНЫХ СООРУЖЕНИЙ Удельное сцепление с и угол внутреннего трения грунта явля ются прочностными характеристиками, которые имеют большое влия ние на несущую способность конструкций подземных зданий и соору жений.

В пределах каждого инженерно-геологического элемента характери стики грунта изменчивы как случайные величины. Для получения этих характеристик проводят ряд испытаний, вследствие этого получают разброс показателей, которые подчиняются логарифмически нормаль ному закону распределения. Поэтому для того, чтобы указанные выше физические характеристики в среднем отражали свойства грунта слоя, делают статистическую обработку результатов, по итогам которой при нимают одно значение удельного сцепления и угла внутреннего трения грунта.

Закон Кулона для несвязного грунта имеет следующий вид n = n tg + с0, где - угол внутреннего трения, диаграмма может иметь начальный участок c0, называемый зацеплением.

Закон Кулона для связного грунта записывается следующим образом n = n tg + с, max где – угол внутреннего трения грунта;

Ре – давление связности;

c – сцепление глинистого грунта (начальный параметр прямой).

Угол внутреннего трения зависит от крупности и минералогического состава песка, от его пористости и в значительно меньшей степени от влажности. Сцепление зависит от вида грунта и его влажности.

Статистическую обработку результатов испытаний проводят для оценки неоднородности грунтов, выделения инженерно-геологических элементов (ИГЭ) и расчетных грунтовых элементов (РГЭ) и вычисления нормативных и расчетных значений характеристик грунтов.

Неоднородность грунта оценивается с помощью коэффициента ва риации характеристик грунта.

Коэффициент надежности по грунту должен устанавливаться с уче том изменчивости и числа определений характеристики (числа испыта ний) при заданной доверительной вероятности.

Коэффициент надежности по грунту г при вычислении расчетных значений прочностных характеристик (удельного сцепления c, угла внутреннего трения нескальных грунтов, а также удельного веса грунта ) устанавливается в зависимости от изменчивости этих характе ристик, числа определений и значения доверительной вероятности. Для прочих характеристик грунтов допускается принимать г = 1. Довери тельная вероятность расчетных значений характеристик грунтов при нимается по несущей способности равной 0,95, а по деформациям - 0,85.

При статистической обработке частных значений tgj и cj для каждой j-й точки испытания грунта в пределах ИГЭ вычисляют по методу наи меньших квадратов:

k k k k i i i i tg j = i =1 i =1 i =, (1) k k k ( i ) i i = i = 1 k k i tg j i, cj = (2) k i =1 i = k i i tg j = i = (3) k i i = По найденным значениям tgj и сj вычисляют нормативные значе нияtgn и сn и среднеквадратические отклонения Stgj и Sс..

. Расчетные значения tg и с вычисляют с учетом заданного диапазо на нормальных напряжений smin, smax, который принимается по указани ям норм проектирования различных видов сооружений.

Было рассчитано 2 варианта «стены в грунте» в зависимости от из менчивости прочностных характеристик. В 1-ом варианте 3 случая – с постоянным удельным сцеплением с=const и разными значениями угла внутреннего трения 1 2 3. И в 2-ом варианте 3 случая - с постоян ным углом внутреннего трения = const и разными значениями удель ного сцепления грунта с1 c2 c3.

Цель расчета – получить и сравнить моменты, определить глубину заделки конструкции и площадь поперечного сечения арматуры.

Грунтовые условия:

1слой - песок мелкий, средней плотности = 28o ± 1o, = 1,8тс / м2 с = 0,7 ± 0,1тс / м h = 7,1 м 2слой – суглинок полутвердый, средней плотности с = 3,9 ± 0,1тс / м = 31o ±1o, = 2,3тс/ м h = 4,85 м 3 слой – торф с = 0,9 ± 0,1тс / м = 21o ±1o, h = 1,8 м = 1,5тс / м 4 слой - глина тугопластичная = 19o ±1o, с = 4,7 ± 0,1тс / м h = 4,85 м = 1,9тс / м Угол внутреннего трения и удельное сцепление с учитываются при определении активного и пассивного давления, которые позволяют рассчитать несущую способность конструкции.

Связный грунт обладает способностью держать вертикальный откос hc высотой h c = 2 c ctg 45 /. (4) Отсюда следует, что в пределах глубины hc от свободной поверхно сти засыпки связный грунт не будет оказывать давления на стенку.

Также можно сделать вывод, что учет сцепления грунта приводит к уменьшению активного давления.

Максимальные значения реакция грунта достигает и соответствует активному и пассивному давлению (отпору) грунта.

( ) а,п = 1a,п c ctg 1 a,п, (5) - коэффициенты активного и пассивного давления.

a, п = tq 2 45 o m Можно убедиться, что при одной и той же глубине от поверхности засыпки ордината эпюры пассивного давления существенно больше, чем ордината эпюры активного давления. Разница между пассивным и активным давлением возрастает с увеличением угла, а при уменьшении угла активное давление приближается к пассивному.

Пассивное давление при расчете “стены в грунте” имеющих глубо кое заложение, обычно не учитывается. Устойчивость на опрокидыва ние подпорной стенки оценивается коэффициентом устойчивости на опрокидывание kопр = Муд/Мопр 1,1 1,2. (6) По полученным данным выявлена зависимость моментов от прочно стных характеристик грунта - удерживающий момент Муд имеет прямую зависимость М уд1 М уд2 М уд3 с изменением показателей и с, а опро кидывающий момент М опр - обратную зависимость М опр1 М опр2 М опр3.

В случаях 1 и 4 М уд Мопр, 1,4 2,5 3,6, с1,4 с2,5 с3,6 следова тельно, при увеличении и с от нормативного значения устойчивость стенки обеспечена, а с уменьшением и с - М уд Мопр.

Также изменение угла внутреннего трения грунта 1 2 3 приво дит к изменению глубины заделки h1 h2 h3, а при изменении удель ного сцепления, глубина осталась почти неизменной. С уменьшением характеристик и с, требуемая площадь поперечного сечения арматуры увеличивается.

Отсюда следует, что погрешность в определении прочностных ха рактеристик грунта может привести к уменьшению несущей способно сти конструкции и к перерасходу материалов.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. М., 1985.

2. ГОСТ 20522-96 – Грунты. Методы статистической обработки испытаний.

3. Зарецкий Ю.К. Вязкопластичность грунтов и расчеты сооружений.

4. Ухов С.Б., Семенов В.В., Знаменский В.В. и др. Механика грунтов, основа ния и фундаменты. М., 1988.

5. Харитонов В.А. Подземные здания и сооружения промышленного и граж данского назначения.

Кулагина К.С.

студентка факультета ГСС Научный руководитель - Тамразян А.Г., доктор технических наук, профессор кафедры Железобетонных и каменных конструкций ИННОВАЦИОННАЯ МЕТОДИКА ТЕСТОВОГО ОБУЧЕНИЯ ТЕХНИЧЕСКИХ ДИСЦИПЛИН В УЧЕБНОМ ПРОЦЕССЕ С ИСПОЛЬЗОВАНИЕМ ТЕРМИНОЛОГИИ НА ПРИМЕРЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ В условиях возрастающего информационного потока все сложнее обеспечить высокий уровень образования, применяя для этой цели только традиционные методы обучения. Все это заставляет преподава телей постоянно искать новые методы и формы образовательной дея тельности, совершенствовать методику обучения, внедрять в учебный процесс более эффективные методы и средства с тем, чтобы активизи ровать процесс усвоения знаний, формирование умений и навыков.

Чтобы заинтересовать студентов на практике все чаще применяются нестандартные методы обучения. Такой подход к обучению позволяет преподавателю быстрее активизировать познавательную деятельность обучающихся и способствует ее повышению. На примере использова ния терминов из курса железобетонных конструкций рассмотрим при менение методики кроссвордов.

Решение кроссвордов эффективно после изучения очередного разде ла курса железобетонных конструкций и при обобщении учебного ма териала крупных разделов или всего курса.

Метод тестового обучения очень удобен для преподавателя, так как позволяет сделать срез знаний целой аудитории и имеет достаточно легкую систему оценивания, что сокращает время проверки работ. Для студентов кроссворды являются хорошим способом самопроверки. Са мостоятельное решение кроссвордов способствует повышению умст венной активности обучающихся и развитию интеллектуального потен циала.

Эффективность усвоения материала достигается за счет наглядности метода. Заметно улучшается восприятие и запоминание терминологии железобетонных конструкций. Использование кроссвордов в учебной практике позволяет студентам оперировать не только собственными знаниями, но и опираться на логическое мышление.

В соответствии с целями исследования определены следующие за дачи:

- определить условия применения на практике;

- проанализировать реакцию аудитории на данный вид тестирова ния;

- выявить достоинства и недостатки и внести соответствующие по правки.

По результатам экспериментального тестирования (40 кроссвордов из 370 слов-терминов) можно сделать вывод, что данная методика явля ется удобной в использовании как для преподавателей, так и для сту дентов, которые лучше проявили себя при решении кроссвордов, чем при проведении занятий традиционным способом.

При проверке работ тестовой группы были сделаны соответствую щие выводы об уровне сложности кроссвордов и о степени доступности постановки вопросов по терминологии железобетонных конструкций для студентов. Внесены соответствующие коррективы.

Значимость проведенного исследования заключается в том, что:

- адаптирована к учебному процессу;

- многофункциональна (увеличивает скорость проверки, при этом охватывает больший объем информации и т.д.);

- возможно большое количество вариаций кроссвордов по конкрет ной терминологии, что позволяет разнообразить процесс обучения;

- применима на любой стадии изучения предмета за счет градации кроссвордов по уровню сложности.

Тестовые кроссворды составляется с помощью компьютерных тех нологий. Словарная база легко изменяется. Это позволяет быстро вне сти дополнения и коррективы, как в список слов, так и в перечень во просов. Кроссворды легко трансформируются, термины в них взаимо заменяемы, что позволяет добиться нужного уровня сложности.

В результате исследования сделан вывод, что данная методика мо жет достаточно успешно применяться в учебном процессе, и является дополнительным способом закрепления знаний. В будущем планирует ся выпустить сборник тестовых кроссвордов, включающий все основ ные профилирующие дисциплины, изучаемые в МГСУ.

Пример одного из кроссвордов По горизонтали 1. Как называется эффект, при котором происходит увеличение де формации при постоянном напряжении?

3. Наиболее часто используемый вид цемента в бетоне и железобето не.

7. Какой буквой обозначается коэффициент армирования?

9. Как называется характеристика цикла (отношение минимальных и максимальных напряжений) при определении прочности бетона на выносливость и многократно повторные нагрузки?

Один из авторов известного учебника по курсу железобетона.

11.

12. Как называется упруго-пластический коэффициент бетона?

13. Какую характеристику поперечного сечения внецентренно сжатых элементов оценивают коэффициентом армирования?

14. Как называется относительная высота сжатой зоны бетона?

15. Как называется свойство арматуры, когда при постоянном напря жении растут деформации?

16. Чем обусловлена совместная работа арматуры и бетона?

19. Усиление бетона металлическими стержнями.

20. Какую статическую характеристику нагрузок используют в расче тах по предельным состояниям?

21. Какой коэффициент используется для расчета ленточного фунда мента как балки на упругом основании?

По вертикали 2. Какая характеристика роста напряжений в арматуре снижается с увеличением процента армирования?

4. Что происходит с бетоном при твердении его в воде?

5. Коэффициент полноты эпюры напряжений бетона.

6. Что происходит с бетонной смесью через некоторое время?

8. Что служит внутренними связями бетона и препятствует его усад ке в период твердения?

По этой характеристике трещин можно оценить степень опасного 9.

состояния конструкции?

10. Основной конструкционный материал в строительстве.

16. Как называются различные диапазоны напряженно-деформиро ванного состояния железобетонного элемента?

17. Вид арматурных изделий состоящих из отдельных канатов?

18. Какие бетоны на пористых заполнителях применяют в ограждаю щих конструкциях и для снижения собственной массы несущих конструкций?

Курбанов А.К.

магистрант кафедры железобетонных и каменных конструкций Научный руководитель – Бедов А.И., кандидат технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций ОЦЕНКА ВЛИЯНИЯ ПОВРЕЖДЕНИЙ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТАХ НА ИХ НАДЕЖНОСТЬ К настоящему времени разными авторами разработаны методики оценки несущей способности и деформативности конструкций с учетом наиболее распространенных и более важных видов повреждений, таких как:

- отслоение защитного слоя бетона рабочей арматуры;

- коррозионное поражение рабочей арматуры;

- продольные трещины при коррозии арматуры и другие.

Так, в одних работах в результате регрессионного анализа установ лено, что для оценки несущей способности и деформаций поврежден ных конструкций достаточно получить функциональную зависимость от двух наиболее значимых параметров: Lтр – суммарной длины продоль ных коррозионных трещин и Lотс – суммарной длины зон отслоения за щитного слоя бетона, зависящих от нарушения сцепления арматуры с бетоном, вызванного коррозией арматуры (рис.1).

Рис.1. Характер развития трещин в продольных ребрах плит с повреждениями при испытании Суть метода заключается в том, что несущая способность повреж денного элемента, в данном случае плиты, определяется произведением полученной расчетной прочности без учета повреждений на коэффици ент Kp:

Pфакт = P Kp, (1) где Кр = 1 – 0,0035 Lтр – 0,0656 Lотс. (2) Кроме несущей способности с учетом рассмотренных повреждений оцениваются и прогибы:

fфакт = f Kf, (3) где коэффициент Kf определяется по формуле:

Kf = 1 + 0,032 Lтр + 0,18 Lотс. (4) Существует и другой подход, который позволяет учесть влияние на рушенного сцепления из-за коррозии арматуры на прочность нормаль ных сечений изгибаемых элементов.

Результаты исследований разных авторов свидетельствуют о влия нии несвязанной с бетоном арматуры на величину граничного значения высоты сжатой зоны бетона R.

Рассматривая нормальное сечение с трещиной, отметим, что дефор мативность растянутой зоны при нарушенном сцеплении по сравнению с ненарушенным увеличивается, вследствие более равномерного рас пределения деформаций по длине арматурного стержня (рис. 2.). Этот фактор приводит к увеличению площади эпюры деформаций на участ ках (L1 L3), определяющих деформативность растянутой зоны в сече нии с трещиной.

Рис.2. Эпюры деформаций по длине арматуры в предельном состоя нии по прочности где R* - изменившееся значение граничной высоты сжатой зоны.

а) зависимость R – для бетонов В25-В40 и арматуры А 1 - при различных классах арматуры б) зависимость Кс 1 - при различных классах бетона в) зависимость Кс Рис. 3. Результаты численного эксперимента Следуя данной методике, предлагается ввести поправочный коэф фициент для определения изменившегося значения R:

R* = R Кс, (5) где R – значение относительной граничной высоты сжатой зоны для элементов с ненарушенным сцеплением;

По результатам численного эксперимента были построены графики изменения величины 1 / К с = R / R в зависимости от клacca арматуры (р ис.3.) и класса бетона. И з анализа графиков на р ис.3. для бетона классов В25-В40 и арматуры классов А240-А400 получена зависимость:

Кс = 1 / [(0,005Rb + 0,0005Rs) (-1) + 0,02 + 0,98], (6) где - коэффициент, определяющий деформативность растянутой зо ны в сечении с трещиной.

В этом случае прочность нормального сечения определяем по сле дующей формуле:

M = Rb*bh0R*(1-0,5 R*) +RscAs' (h0-a'), (7) * где R - изменившееся значение граничной высоты сжатой зоны.

Паутова Л.Ю.

студентка факультета ГСС Научный руководитель – Тамразян А.Г., доктор технических наук, профессор кафедры Железобетонных и каменных конструкций ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СВАЙНО-ПЛИТНЫХ ФУНДАМЕНТОВ ПРИ ОБРАЗОВАНИИ КАРСТОВОГО ПРОВАЛА Основным преимуществом свайно - плитного фундамента является, высокая перераспределительная способность, что обеспечивает их по вышенную эффективность на карстоопасном основании. При проекти ровании фундаментов в карстоопасных грунтах, необходимо учитывать некоторые особенности изменения напряженно - деформированного состояния основания при карстовом провале Особенности расчета свайно-плитных фундаментов связаны, прежде всего, с поведением свай в зоне вокруг карстового провала и перерас пределением нагрузок на сваи при провале. Параметры свайного поля определяются из условия, что нагрузка N передаваемая на сваю не пре вышает расчетной допускаемой нагрузки на сваю Р, а усилия в сечениях плиты рассчитываются как для конструкции на упругом основании мо делируемом переменным коэффициентом постели. Совершенно оче видно, что особенности карстопроявлений отражаются прежде всего, на определении нагрузки N расчетной допускаемой нагрузки на сваю Р неподатливости основания, характе ризуемой переменным коэффициен том жесткости свай в поле Ks.

Исследования в области изучения механизма карстовых оседаний пока зывают, что «на краях оседаний», вызванных прогибом толщи грунтов, возникают растягивающие напряже ния, ведущие к образованию «разуп лотненных зон».

Как правило, зона вокруг карсто вого провала моделируется перемен ным коэффициентом жесткости. Раз мер "ослабленной зоны" и функция изменения коэффициента жесткости свай зависят от множества факторов и могут определяться весьма прибли женно.

Рис. 1.Схема комбиниро ванного основания при карсто вом провале Рис.2. Изменение коэффициента жесткости свай вокруг карстового провала;

определение величины L Основания при образовании карстового провала относятся к нерав номерно деформируемым основаниям, поэтому исследование особенно стей расчетов фундаментов не может выполняться безотносительно ти па здания и соответственно, его жесткости.

Рис.3. Изменение коэффициента жесткости основания Кху вокруг карстового провала Основными, расчетными параметрами основания свайно-плитного фундамента в карстоопасных грунтах являются коэффициент жесткости свай и расчетный диаметр карстовых деформаций.

Рис.4. Расчетная схема фундамента при условии образования кар стового провала Увеличение нагрузки на сваи вокруг карстового провала является следствием перераспределения нагрузок от стен или колонн над прова лом. Учитывая, что возникновение провала возможно в любом месте в пятне здания, при проектировании свайно-плитного фундамента на грузку на сваю в карстоопасных грунтах N следует определять с учетом корректирующего коэффициента k N = kN1, (1) где N 1 - нагрузка, передаваемая на сваю без учета образования про вала, определяемая в соответствии с требованиями [СНиП, 1986].

Величина коэффициента k зависит от перераспределительной спо собности здания, которая определяется жесткостью и надфундаментной k части здания, и фундамента для абсолютно жестких зданий равно единице, для абсолютно гибкого здания k больше единицы и зависит от жесткости плиты.

Для каркасного здания, которое с определенной степенью прибли жения можно отнести к гибким, перераспределение нагрузок, над про валом определяется только жесткостью фундаментной плиты. Поэтому при определении нагрузки на сваю приняты следующие допущения:

- при образовании карстового провала дополнительная нагрузка от колонны над провалом N передается на сваи вокруг провала на N расстоянии L от границы провала.

- дополнительная нагрузка передается равномерно на все сваи вокруг провала на участке плиты шириной L.

В соответствии с принятыми допущениями определены дополни тельная нагрузка N, передаваемая на сваи вокруг провала, и коэффи k циент Na Na 2, L = 3 10 E h, (2) k = 1+ N = (1 ) K1 D N 1L(D + L ) L(D + L ) 2 где а - шаг свай;

N - нагрузка на колонну над провалом;

D - диа метр карстового провала.

Для бескаркасного здания, жесткость которого значительно выше, чем жесткость фундаментной плиты, перераспределение нагрузок над провалом определяется жесткостью над фундаментной части здания.

Поэтому определение коэффициента k для бескаркасных зданий вы полнено на основании расчетов фундаментной плиты с учетом жестко сти стен путем моделирования стен и перекрытий двух этажей здания.

Учитывая, что при образовании карстового провала в разуплотнен ной зоне у границ карстового провала горизонтальные перемещения межсвайного грунта не ограничены, условия работы свай вокруг прова ла, больше соответствуют одиночной свае, а, следовательно, при расче те сопротивления свай коэффициент может быть принят равным единице, что необходимо учесть, при определении расчетной нагрузки, допускаемой на сваю.

Таблица k Определение коэффициента k Тип здания Коэффициент Бескаркасное кирпичное с поперечными несущи 1, ми стенами Бескаркасное кирпичное с продольными 1, и поперечными несущими стенами Бескаркасное крупнопанельное с 1, продольными несущими стенами Бескаркасное крупнопанельное с продольными и 1, поперечными несущими стенами При расчете фундаментной плиты как конструкции на упругом ос новании, моделируемом переменным коэффициентом постели, основ ной деформативной характеристикой основания, определяющей вели чину усилий в сечениях плиты, а, следовательно, и ее армирование, яв ляется коэффициент постели основания. В результате анализа расчетов плит на упругом основании, моделируемом переменным коэффициен том постели, на основании которого можно заключить, что результат расчета усилий в сечениях плиты в большей степени зависит от функ ции изменения коэффициента постели основания плиты в плане, нежели от абсолютной величины коэффициента постели.

При образовании карстового провала под плитой резко возрастают осадки основания в зоне провала и соответственно, коэффициент посте ли основания стремится к нулю в центре карстового провала и возраста ет до величины k по мере удаления от центра провала. В практических расчетах в зоне провала он принимается равным нулю.

Принято, что при нагружении фундамента в основании возникают лишь вертикальные напряжения, горизонтальные напряжения равны нулю, а при карстовом провале сваи "отрываются " от фундамента и под плитой образуется полость диаметром DKy,где коэффициент постели принимается равным нулю. Очевидно, что такое упрощение увеличива ет расчетные деформации основания под плитой и, соответственно, усилия в сечениях плиты.

Моделирование карстового провала расчетным диаметром DK чис ленными и аналитическим методами, основанными на решениях теории упругости, целесообразно выполнять способом, удобным для практиче ских расчетов, а именно расчет плиты при образовании карстового про вала - численным методом, в котором матрица жесткости элемента пли ты на упругом основании включает коэффициент постели как исходную характеристику, при этом коэффициент постели основания плиты над провалом определяется аналитически.

Рис.5.Эпюры изгибающих моментов Мх фундаментной плиты для каркасно го здания: 1-с дифференцированным коэффициентом, 2- с постоянным (мини мальным) коэффициентом жесткости К=26,5т/м Коэффициент постели основания над карстовым провалом может быть определен только на основе анализа НДС основания при образова нии, провала, а именно определения давления, передаваемого на осно вание и осадки плиты при провале.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1.Григорян А.А. Свайные фундаменты зданий и сооружений на просадочных грунтах, М., 1984.

2.Готман Н.З. Расчет несущей способности свай в свайном поле, М., 2001.

Полещук А.Е.

студент факультета ПГС Научный руководитель – Долганов А.И., доктор технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций ОЦЕНКА НАДЕЖНОСТИ ПОКРЫТИЯ ЧАУНСКОЙ ТЭЦ ПО РЕЗУЛЬТАТАМ ОБСЛЕДОВАНИЯ Чаунская ТЭЦ в г. Певеке является объектом повышенной ответст венности, поэтому к нему предъявляются высокие требования по на дежности конструкций. Согласно им не реже, чем раз в 5 лет, проводят ся обследования конструкций ТЭЦ с целью оценки их надежности, вы явления дефектов и повреждений.

Несущими конструкциями покрытия Чаунской ТЭЦ являются боль шепролетные стальные фермы пролетом 15 и более метров. Основная нагрузка, которую они воспринимают – снеговая. Поэтому в своем док ладе я поставил цель, оценить надежность конструкций покрытия в за висимости от действующей снеговой нагрузки. Актуальность темы под твердили недавние случаи обрушения крыш: ТЦ Мега, г. Санкт Петербург, ангар на территории парка “Сокольники” в Москве, общест венных зданий в Саратовской области, вследствие повышенной снего вой нагрузки.

Обычная плотность свежевыпавшего снега 0,05 г/см3 Плотность сне га, выпавшего во время метели, доходит до 0,12...0,18 г/см3, а если ура ган бушует многие сутки подряд, то и до 0,40...0,45 г/см3. В сибирской тайге, где не бывает зимних оттепелей, средняя плотность метровой толщи снега местами не превышает 0,10 г/см3. В степях и в тундре ме тели сильно уплотняют снег, там высота снежного покрова значительно меньше, а плотность – в 2...4 раза больше. Очень быстро меняется плот ность снега в период весеннего таяния: от 0,35 г/см3 в начале, 0,45 г/см в разгар, 0,5...0,6 г/см3 в конце снеготаяния.

По мнению Савельева В.А., Малого В.И., Павлова А.Б. и др. [1] рас четные снеговые нагрузки в СНиП 2.01.07-85*. “Нагрузки и воздейст вия” занижены. При этом распределение снеговой нагрузки аппрокси мируется двойным экспоненциальным распределением Гумбеля:

(1) Вероятность того, что за срок эксплуатации сооружения n лет снего вая нагрузка превысит значение S, по меньшей мере, один раз равна (2) Параметры и вычисляются статистической обработкой результа тов измерения веса снегового покрова.

Вид кривой распределения снеговой нагрузки подтверждается обра боткой имеющейся статистической информации о величине снегового покрова за 45 лет (1950-1995 гг.) для города Певек и моделированием по методике [5]. Это – распределение Пирсона I типа:

q1 q x x y = y0 1 + 1 (3) l l 1, где y0 = 98,82 – нормированный множитель;

q1 = 0,456, q2 = 3,980;

l1 = 0,991 и l2 = 8,648 – размах распределения.

Рис. На рис. 1 на оси абсцисс отложены значения снеговой нагрузки в кгс/м2, на оси ординат – частота наблюдений.

В качестве несущих конструкций покрытия Чаунской ТЭЦ исполь зуются стальные фермы пролетом L = 15 м, 18 м, выполненные из стали С245, с расчетным сопротивлением Ry =2450 кгс/см2.

Рис. 2. Поэлементная схема фермы Далее расчеты выполняем по следующему алгоритму.

1.Вероятность превышения снеговых нагрузок ГОСТ 27751-88 не нормирует, однако установлено, что обеспеченность нормативных зна чений прочностных характеристик материалов не должна быть менее 0,95. Так как обеспеченность расчетного значения не может быть мень ше, будем далее принимать обеспеченность расчетного значения снего вой нагрузки также равной 0,95.

Нормативное значение снеговой нагрузки с обеспеченностью 0, для данного региона равно qs=320 кгс/м2.

2.Определим значение снеговой нагрузки по графику I типа распре деления при той же обеспеченности: qs(0,95) = 269,18 кгс/м2.

3.Обеспеченность нормативной снеговой нагрузки по графику со ставляет S=0,9947.

4.Надежность конструкции определяем согласно теории умножения независимых случайных величин:

1–0,05 (1–S) = 1–0,05 (1–0,9947) = 0,9997. (5) Выводы:

1. По результатам наблюдений за величиной снегового покрова для г. Певек определена функция распределения снеговой нагрузки.

2. Расчетное значение снеговой нагрузки с обеспеченностью 0,95, qs(0,95), за весь период наблюдения равно 270 кгс/м2, что не превышает значения СНиП 2.01.07-85 равного 320 кгс/м2.

3. При выбранном параметре снеговой нагрузки и механических характеристиках стали имеем вероятность отказа фермы из-за превы шения значения нормативной снеговой нагрузки за 45-летний срок ее эксплуатации – 0,0003. Надежность конструкции достаточная.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. Савельев В.А., Малый В.И., Павлов А.Б и др. Предложения по назначе нию расчетной снеговой нагрузки // Промышленное и гражданское строитель ство. 2004. № 5.

2. Райзер В.Д. Методы теории надежности в задачах нормирования рас четных параметров строительных конструкций.– М.: Стройиздат, 1986.– 192 с.

3. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия / Госстрой России.– М.:

ФГУП ЦПП, 2004.– 44 с.

Разина О.А.

студентка факультета ГСС Научный руководитель – Истомин А.Д., кандидат технических наук, доцент кафедры железобетонных и каменных конструкций ТЕМПЕРАТУРНЫЕ УСИЛИЯ В СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМОМ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОМ ЭЛЕМЕНТЕ ПРИ ИЗМЕНЕНИИ ЕГО ТЕМПЕРАТУРЫ ОТ 15 °С ДО -50 °С Конструкции гидротехнических сооружений, в частности ледостой ких нефтедобывающих платформ, эксплуатируются в сложных темпе ратурно-влажностных условиях [1]. В статически неопределимых кон струкциях платформ возникают вынужденные усилия из-за разности температур эксплуатации и замыкания. Определение этих усилий обу словило проведение данных исследований.

В качестве опытных образцов был принят железобетонный цен трально армированный элемент прямоугольного сечения размером 12см х 18см, длиной 80см. Процент армирования =1,45%. Для определе ния прочностных и деформативных характеристик бетона изготавлива ли призмы 10х10х40см.

Методика испытаний железобетонных образцов на температурное воздействие заключалась в следующем. Образец, помещенный в сило вую установку при температуре +15°С, замораживался до -50°С. После каждого этапа понижения температуры опытный образец выдерживался до полного выравнивания температуры по сечению и длине. При этом образец сокращался на величину t. После того, как температура вы равнивалась образец растягивался двумя гидравлическими домкратами на величину температурных перемещений t. Величина перемещений t измерялась с помощью четырех индикаторов, установленных на ар матуре на базе 400мм. Таким образом, поддерживалась постоянная пер воначальная длина образца, что соответствовало его шарнирно неподвижному закреплению. Испытания проводились в термобарокаме ре ТВU-8000 с рабочим объемом 8м.

При определении усилий в статически неопределимой системе ме тодом сил канонические уравнения могут быть представлены в матрич ном виде [2]:

[]·[X] + [] = 0, (1) где [] - матрица податливости;

[X] - вектор усилий;

[] - вектор перемещений.

Развернутое каноническое уравнение будет иметь вид:

L·N /C(x) + ·T·L= 0 (2) Решение уравнения (2):

N = ·T·C(x), (3) где - коэффициент температурного расширения;

T - изменение температуры элемента относительно температуры замыкания;

C(x) - осевая жесткость железобетонного элемента.

Осевая жесткость является переменной величиной, которая зависит от наличия трещин, а само наличие трещин зависит от температурного усилия, определяемого жесткостью. То есть осевая жесткость элемента, и температурное усилие в нем оказываются взаимозависимыми. Осевую жесткость можно записать в виде C = ·C, (4) где - коэффициент изменения жесткости;

C - первоначальная жесткость элемента.

Таким образом, задача определения температурных усилий в стати чески неопределимом, центрально-растянутом элементе заключается в аналитическом представлении коэффициента.

В результате проведенных исследований были получены данные по температурным усилиям, которые возникают в железобетонном шар нирно закрепленном элементе и его свободным температурным дефор мациям. По экспериментальным результатам на основании формулы (4) были рассчитаны значения коэффициента изменения жесткости. Резуль таты экспериментальных исследований представлены в таблице.

Результаты экспериментальных исследований.

0 15 0 -10 -20 -30 -40 - t, C N, кН 0 40,09 51,00 67,52 80,05 90,09 98, s,t 10 0 -12 -21 -29 -37 -46 - 5 5,45 3,34 2,43 2,33 2,16 1,98 1, C s,t / s,el 0 0,07 0,11 0,16 0,20 0,25 0, = C / C0 1,00 0,61 0,45 0,43 0,40 0,36 0, На основании полученных данных была произведена аппроксимация коэффициента изменения жесткости в зависимости от s,t / s,el и про цента армирования. В результате была получена следующая зависи мость:

(ln 2,47)( s,t / s,el ) 0, =e. (5) Отдельные результаты экспериментов и аналитические кривые представлены на рисунке. Нижняя кривая соответствует min = 0,2%, средняя - = 1, 45 %, верхняя - max = 3,0%.

Усилие, рассчитанное в железобетонном элементе наружной стенки платформы, по выше изложенной методике, отличается от усилия рас считанного с учетом неупругих деформаций бетона, образования тре щин, влияния отрицательной температуры на деформативно прочностные свойства бетона и арматуры [3] на 11%, что вполне при емлемо для инженерных расчетов.

Коэффициент изменения жёсткости 0, 0, 0, 0, 0 0,2 0,4 0,6 0,8 Отношение температурных к предельным деформациям Выводы 1.На основании экспериментальных данных получена эмпирическая зависимость для определения коэффициента изменения жесткости цен трально растянутых элементов.

2.Разработанную методику расчета усилий в статически неопреде лимых железобетонных элементах, испытывающих центральное растя жение, рекомендуется использовать для инженерных расчетов на стадии эскизной проработки проектов и проектов технико-экономического обоснования.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. Доусон Т. Проектирование сооружений морского шельфа. - Л.: Судо строение, 1986.

2. Ржаницын А.Р. Строительная механика. - М.: Высшая школа, 1982.

3. Алмазов В.О., Истомин А.Д. Температурные усилия в железобетонных конструкциях морских гидротехнических сооружений. Сб. научных трудов:

Морские нефтегазопромысловые сооружения. Рига: ВНИИморгео, 1989.

Седов К.В.

магистрант кафедры железобетонных и каменных конструкций Научный руководитель – Головин Н.Г., кандидат технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций МЕХАНИЧЕСКИЕ СОЕДИНЕНИЯ АРМАТУРЫ.

ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЙ АНАЛИЗ В течение многих лет традиционным методом соединения арматур ных стержней было соединение внахлестку. Однако многие инженеры проектировщики строительных конструкций, архитекторы и специали сты по нормированию обнаружили, что соединение внахлестку имеет очень мало преимуществ и целый ряд конструктивных и технологиче ских недостатков по сравнению с механическими соединениями. Нахле стка длиной от 20d до 40d, в зависимости от условий работы арматуры и количества стыков в одном сечении, приводит к потере от 3,5 до 27% арматуры при ее диаметрах от 10 до 40 мм и длине стыкуемых стержней 6,0 м. При этом наибольшие потери металла происходят при стыкова нии стержней больших диаметров: 32-40мм - соответственно до 22- %. Кроме того, применение нахлесточных соединений, для стыкования арматуры больших диаметров приводит к ограничению объема для бе тона в месте стыка и опасности снижения реальной прочности железо бетонного элемента, что особенно опасно в колоннах и других сжатых железобетонных элементах относительно небольшого сечения. Главным является эксплуатационная безопасность здания. Поэтому в большинст ве стран мира, в том числе в Великобритании, США, Германии, для стыкования арматуры диаметром 25-40мм применяют механические соединения, гарантирующие надежность сооружения.

Механические соединения арматурной стали, для железобетонных конструкций, делятся на соединения арматуры обычного периодическо го профиля получаемые, с помощью пластической деформации (опрес совкой) без нагрева стальных соединительных и винтовые соединения двух типов:

- для специальной арматуры с винтовым периодическим профилем;

- для обычной арматуры с накаткой или нарезкой резьбы на концах стержней.

Опрессовка производится многократным поперечным деформирова нием соединительных муфт с промежутками или без промежутков (рис.1), или деформированием муфт по средствам протяжки. Стыки ар матуры любого периодического профиля, получаемые опрессовкой, могут производиться на мобильном оборудовании в условиях строи тельной площадки или стационарно в заводских условиях. Соедини тельные муфты изготавливаются из стальных бесшовных горячедефор мированных или холоднодеформированных труб или круглого проката из стали марок 10 по ГОСТ 1050, Ст2 и Ст3 по ГОСТ 380. Торцы арма турных стержней, соединяемых сжатым контактным стыком, должны соприкасаться и быть перпендикулярны их оси.

Таблица Геометрические размеры муфт опрессованных соединений арматуры классов А500С и А Виды оп- Диаметр Геометрические размеры соединительных ресо- арматуры, муфт:

ванных dн, мм длина, площадь по- Толщина наружный стыков l0, мм перечного стенки, диаметр, сечения FM, а, мм d ±2, мм мм не менее Растянутые 16 4,5 28, 18 5 20 5,5 T,S FS 5d 22 6 25 7 43, T,M 28 8 32 9 55, 36 10 40 11,5 69, Сжатые 16-40 - 2d контактные Рис. 1 Общий вид соединения арматуры по средствам опрессовки многократным поперечным деформированием с промежутками.

Опрессованные механические соединения могут применяться в же лезобетонных конструкциях зданий и сооружений различного назначе ния. Опыт применения метода соединения арматуры опрессовкой под тверждает, что возможно сократить расходы арматурных стержней на 27%, по сравнению с соединением внахлёст и время соединения в раз, по сравнению с методом ванной сварки арматуры. Кроме то го, исключается необходимость в квалифицированных сварщиках.

Винтовые муфтовые стыки допускается применять для соединения арматурной стали винтового профиля с прокатными выступами идущи ми по винтовой линии и служащими как для сцепления с бетоном, так и для навинчивания соединительных элементов, или обычного периоди ческого профиля, имеющей на концах стержней участки с резьбой, на несенной методом резания или накаткой. Растянутые элементы винто вого профиля состоят, как правило, из соединительной муфты и двух контргаек. Сжатый контактный стык состоит из укороченной муфты и укороченной контргайки для фиксации положения муфты. Винтовой муфтовый стык ведет себя, как непрерывный элемент арматурного стержня, что обеспечивает прочность соединения при техногенных, сейсмических и прочих природных воздействиях. Муфты и контргайки выполняются из стали 30-45 по ГОСТ 1050 или Ст5 по ГОСТ 380. На резка резьбы на концах стержней выполняется специальным резьбона резным станком в условиях производственной мастерской или на строящемся объекте.

Наиболее распространенными в мире являются винтовые муфтовые стыки с конической резьбой (рис. 2). Самоцентрирующаяся конструк ция таких муфт обеспечивает простоту монтажа, долговечность при эксплуатации, также развивает более высокую прочность на растяже нии, чем соединение внахлестку. Использование муфт с конической резьбой не требует контргаек. Муфты рассчитаны на номинальные зна чения предела текучести до 550 МПа и значения предела прочности при растяжении до 750 МПа.

Винтовые муфтовые соединения уменьшают соотношение между сталью и бетоном за счет отмены половины стержней в зоне нахлестки, дают возможность конструктивно уменьшить размеры сечений элемен тов, что в свою очередь приводит к уменьшению объема бетона и пло щади опалубки, и как следствие, уменьшению сроков строительства.

Механические соединения могут применяться в железобетонных конструкциях зданий и сооружений различного назначения. В связи с высокой надежностью, механические соединения арматурной стали класса А500С рекомендуется преимущественно применять в железобе тонных конструкциях повышенной ответственности (сооружений АЭС, транспортного строительства, высотных зданий, в сейсмических рай онах и т.п.) взамен сварных соединений и соединений внахлестку.

Таблица Геометрические размеры соединительных муфт арматуры винтового профиля Номинальный Растянутый стык Сжатый контакт диаметр, мм ный стык Длина, мм Момент Длина, мм затяжки, муфты контргайки муфты контр кНм гайки L±0,5 L±0,5 L.

L.

16 90 30 0, 18 100 30 0, 20 110 35 0, 3d 1,5d 22 120 40 0, 25 140 50 0, 28 150 50 0, 32 160 60 1, 36 170 70 1, Рис. 2 Общий вид соединения арматуры по средствам винтовой муфты с конической резьбой.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. РА-10-1-04 Рекомендации по механическим соединениям арматурной стали для железобетонных конструкций, Ассоциация «Железобетон», М., 2004.

Мадатян С.А. Новые материалы и технологии арматурных работ в мо 2.

нолитном железобетоне. //Строительные материалы, оборудование, технологии XXI века. 2006. №7.

3. Системы соединения арматурных стержней с конической резьбой LENTON, ERICO, 2009г.

Сорокин К.М.

студент факультета ГСС Научный руководитель – Тамразян А.Г., доктор технических наук, профессор кафедры Железобетонных и каменных конструкций ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ БАЛОК ПОДЗЕМНОЙ ЧАСТИ ЗДАНИЯ ПРИ ДЕЙСТВИИ ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ И ВЫСОКИХ ТЕМПЕРАТУР Возникновение пожара в подземной части здания может быть обу словлено различными факторами: несоблюдение пожарной безопасно сти, использование помещений не по назначению, экстремальные си туации.

Отвод тепла от очага пожара затруднен и, в результате, температура пожара может достигать величины до 800 С. Среднее значение темпе ратуры 600 С.

Изгибаемые элементы - наиболее уязвимые конструкции воздейст вию пожара. Наиболее неблагоприятный вариант воздействия снизу, т.к.

в этом случае рабочая арматура растянутой зоны конструкции защище на от действия высоких температур лишь защитным слоем бетона. Про блема сопротивления изгибаемых железобетонных элементов действию поперечных сил в условиях воздействия повышенных и высоких темпе ратур остается весьма актуальной [4].

В изгибаемых железобетонных элементах при действии поперечных сил и пожара наблюдается появление и быстрое развитие наклонных трещин. Опытами установлено, что при таких случаях происходит хрупкое разрушение элемента по наклонному сечению из-за среза, а иногда от раздробления или выкола бетона сжатой зоны. При этом на пряжения в хомутах достигают предела текучести арматуры, и были отмечены случаи разрыва хомутов и продольной арматуры при разру шении [3].

Если ригель опирается на колонны, находящиеся в центральной части пролета здания, в них может возникнуть внецентренное сжатие, что в условиях пожара может привести к их разрушению. Теряется про странственная жесткость, что повышает риск обрушения всего здания или сооружения.

Несущая способность железобетонных конструкций при огневом воздействии зависит от изменения свойств бетона и арматуры с ростом температуры. Испытаниями было установлено, что разрушения железо бетонных конструкций при огневом высокотемпературном нагреве про исходят по тем же схемам, что и при нормальной температуре. Поэтому для расчета предела огнестойкости по потере несущей способности же лезобетонной конструкции используют те же уравнения равновесия и деформации, из которых выводят формулы для статического расчета.

Предел огнестойкости железобетонной конструкции наступает при прогреве рабочей арматуры в конструкции до критической температу ры, а также при нагреве бетона в расчетном сечении выше его критиче ской температуры.

Изменение нормативного и расчетного сопротивлений бетона на осевое сжатие с увеличением температуры учитывается коэффициентом условий работы бетона bt :Rbnt = Rbn bt :Rb,tem = Rb,tem bt : Rb,ser,t = Rb,ser bt.

Нормативные Rbtn и расчетные Rbt и Rbt.ser сопротивления бетона рас тяжению при огневом воздействии также изменяются. Изменение со противлений бетона растяжению с увеличением температуры нагрева учитывают коэффициентом условий работы бетона на растяжение btt :Rbtnt = Rbtn btt :Rbtt = Rbt btt : Rbt,ser,t = Rbt,ser btt.

При расчете на поперечную силу значения btt принимают по сред ней температуре бетона сечения.

Изменение сопротивлений арматуры растяжению (сжатию) с повы шением температуры учитывают коэффициентом условий работы :

Значения коэффициентов bt, btt, st = st, приведены в таблицах СТО 36554501-006-2006.

Расчет огнестойкости по потере прочности железобетонных элемен тов при действии поперечных сил в условиях огневого воздействия про водят на основе модели наклонных сечений.

Расчёт ригеля по бетонной полосе между наклонными трещинами производится из условия:

Qn b1 b t Rb b h01, (1) где Qn - поперечная сила в нормальном сечении элемента от норматив ной нагрузки;

коэффициент b1 = 0,3.

Расчет изгибаемых элементов по прочности бетона в наклонном се чении производят из условия (рис. 1):

Qn Qb + Qsw, (2) Рис. 1. Схема усилий при расчете железобетонных элементов по наклонному сечению на действие поперечных сил при трехстороннем нагреве где Qb=(b2bt Rb bh201)/c, но не более (2,5Rbtnbt h0) и не менее (0,5 Rbtnbth0);

b2 = 1,5.

Поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой в наклон ном сечении, определяемая по формуле: Qsw = sw qsw c, где sw = 0,75.

Поперечную арматуру учитывают в расчете, если соблюдается усло вие:

qsw 0,25Rbtn b. (3) Шаг поперечной арматуры (sw /h0), учитываемый в расчете, должен быть не больше значения: sw /h0 = (Rbtn bh0) / Qn.

Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на дей ствие моментов (рис. 2) в условиях огневого воздействия производят из условия:

Mn Ms + Msw, (4) где Mn - момент от нормативной нагрузки в наклонном сечении с дли ной проекции с на продольную ось элемента, определяемый от внешних сил, расположенных по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения, относительно конца наклонного сечения (точка 0), противопо ложному концу, у которого располагается проверяемая продольная ар матура, испытывающая растяжение от момента в наклонном сечении, при этом учитывают наиболее опасные загружения в пределах наклон ного сечения;


Ms - момент, воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относительно противоположного конца наклонного сечения (точка 0), который определяется по формуле:

Ms = 0,9Nsh0, где Ns - усилие в продольной растянутой арматуре, прини мают равным RstAs.

Msw - момент для поперечной арматуры, нормальной к продольной оси элемента, определяют по формуле: Мsw=0,5Qswc2, где Qsw - усилия в поперечной арматуре, определяют по формуле: Qsw = qswc.

с - принимают в пределах от h0 до 2 h0.

Рис. 2. Схема усилий при расчете железобетонных элементов по на клонному сечению при воздействии моментов и нагрева около опоры Допускается производить расчет наклонных сечений, принимая в формуле Msw=0,5Qswc2 момент М в наклонном сечении при длине проек ции c на продольную ось элемента, равной 2h0, а момент Msw= 0,5qswh20.

При отсутствии поперечной арматуры расчет наклонных сечений производят, принимая момент Mn в наклонном сечении при длине про екции с на продольную ось элемента, равной 2 h0, а момент Мsw = 0 [5].

При пересчете ригеля на действие поперечных сил (геометрические параметры, нагрузки, классы бетона и арматуры см. в [2]) с учетом воз действия температуры 60° С было выявлено, что Q = 116,32 0,30,61,72027 = 165,24 кН, т.е. принятые размеры сечения ригеля в подрезке достаточны, но преоб разованное к виду (3) (см. расчет в [2]), условие (2) показало, что усло вие прочности ригеля по наклонному сечению в подрезке при действии поперечной силы не соблюдается:

Q = 116,32кН 1,732 b2 btt Rbt bh01qsw,1 = = 1,732 1,5 0,4 0,115 20 27 2 1,065 = 56,693 кН Прочность рассматриваемого наклонного сечения на действие изги бающего момента не обеспечена:

М = 83,02 кН м Мs + Msw = 7,86 + 35,31 = 43,17 кН м.

Проверка показала, что при воздействии поперечных сил в условии высокой температуры близкой к критической, прочность ригеля не со блюдается.

Рекомендации: не допускать нагрева конструкции до критических температур материалов (бетона, арматуры);

использовать вместо обыч ного бетона жаростойкий бетон или бетон более высокого класса, а так же арматуру с повышенной прочностью;

не допускать нагрева арматур ных стержней растянутой зоны, увеличив защитный слой;

увеличить высоту сечения;

омоноличивать швы;

использовать противопожарную краску.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции. М., 1985.

2. Головин Н.Г., Плотников А.И., Родина А.Ю. и др. Методические указания и справочные материалы к курсовому проекту №1 по дисциплине "Железобе тонные конструкции" для студентов специальности 270102(290300) ПГС. М., 2007.

3. Макхамов Й.М. Сопротивление изгибаемых железобетонных элементов при действии поперечных сил и высокой температуры, Дисс. к.т.н, 1984.

Стома С.Н.

студент факультета ПГС Научный руководитель - Бедов А.И., кандидат технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций СОЗДАНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЯХ ЗДАНИЙ В ПОСТРОЕЧНЫХ УСЛОВИЯХ Актуальность применения. Современные требования к свободной планировке торговых, складских и офисных помещений, неизменно ведут к увеличению шагов расположения несущих конструкций в мно гоэтажных зданиях. В связи с чем, в последние 5 лет в РФ все более часто применяются монолитные перекрытия зданий с предварительно напряженной арматурой, не имеющей сцепления с бетоном.

Эффективность применения вышеупомянутых конструкций обосно вана следующим: более полным использованием прочностных характе ристик бетона (также ввиду их неуклонного роста), экономией арматур ной стали (поскольку около половины армирования требуется для удов летворения условия прочности, а остальная часть арматуры направлена на ограничение прогибов и ширины раскрытия трещин), увеличением жесткости плиты, сопротивлением прогрессирующему обрушению, улучшением работы плиты на продавливание.

Особенности расчета. Расчет конструктивной системы монолитных зданий с предварительно напряженными перекрытиями производится по методу конечных элементов. Поскольку напрягаемая арматура, рас положенная в каналообразователях, не имеет сцепления с бетоном, к торцевым поверхностям перекрытий прикладываются дополнительные силы обжатия от предварительно напрягаемой арматуры, действующие на бетон.

Еще одна особенность моделирования такой расчетной схемы, за ключается в том, чтобы приложить вертикальные усилия, возникающие от стремления натягиваемой арматуры в каналах вытянутся в прямую между точками натяжения, тем самым, создавая дополнительный изги бающий момент в зависимости от геометрии раскладки каналов. Такие усилия можно приложить как классическим способом, так и смоделиро вать температурным воздействием. В определении установившихся предварительных напряжений и усилий обжатия, учитывается снижение предварительных напряжений за счет трения канатов о поверхности мягких каналообразователей. Влияние усадки и ползучести бетона учи тывается путем снижения начального модуля упругости бетона Еb с помощью коэффициента ползучести бетона b,cr, принимаемого в зави симости от условий окружающей среды и класса бетона [1]. В результа те расчет конструктивной системы производится как пространственной статически неопределимой системы с жесткими узловыми сопряжения ми конструктивных элементов на действие вертикальной и горизон тальной нагрузки, а также дополнительных усилий возникающих от предварительного обжатия.

В дальнейшем расчетом определяются усилия в элементах конструк тивной системы. Наличие дополнительных горизонтальных сил, прило женных к торцам перекрытий, приводит к перераспределению усилий между колоннами и перекрытиями. Жесткость предварительно напря женных перекрытий в результате действия продольных сжимающих сил от предварительного обжатия значительно увеличивается, что снижает прогибы таких перекрытий.

Технология производства. Возведение зданий с применением конст рукций с предварительно напряженной арматурой, напрягаемой в по строечных условиях, выполняется в следующей последовательности:

выполняются фундаменты под колонны и стены (создание предвари тельного напряжения в конструкциях фундаментов также имеет пер спективы развития);

возводятся колонны и стены до нижнего обреза плиты перекрытия;

устанавливается опалубка для плиты перекрытия.

Работы по укладке арматуры в плиты перекрытия и в целом подго товка плиты к бетонированию производится по следующему алгоритму:

-в опалубку плиты перекрытия укладываются нижние ненапрягае мые арматурные элементы – сетки, а также стержни усиления. Толщина защитного слоя бетона соблюдается с помощью фиксаторов, устанавли ваемых на нижней арматуре;

-после укладки нижней ненапрягаемой арматуры в опалубку пере крытия устанавливаются плоские арматурные каркасы, к которым за крепляются отдельные стержни, фиксирующие положение канатной арматуры по вертикали;

-на стержни и каркасы укладывается канатные арматурные элементы и фиксируется в проектном положении вязальной проволокой, к установ ленной ранее арматуре (канатный арматурный элемент представляет со бой обработанный антикоррозийным и смазочным составом арматурный канат, протянутый через полиэтиленовую трубку требуемой длинны);

-после укладки канатных арматурных элементов устанавливается и фиксируется опалубка узлов вывода концов канатной арматуры, а также укладывается усиление в узлах расположения фиксирующих элементов канатной арматуры (в качестве напрягаемой арматуры применяют арма турные канаты классов К1400 и К1500, допускается также применять холодновытянутую проволоку классов Вр 1200...Вр 1500).

-далее производится укладка верхних ненапрягаемых арматурных элементов – стержней усиления, и также верхней арматурной сетки. По сле укладки и фиксации всей арматуры, установки и закрепления узлов вывода концов канатной арматуры плита перекрытия бетонируется.

После набора бетоном перекрытия передаточной прочности (0.6 0.8)Rb, производится натяжение на бетон напрягаемой арматуры с по мощью гидродомкратов (усилие натяжения до 12т на канат). Натянутую арматуру фиксируют посредством опрессовки анкерных втулок гидро прессом (усилие опрессовки до 30т на втулку). Давление в гидродом кратах и гидропрессах создается насосной станцией, путем нагнетания чистого минерального масла в гидравлические силовые устройства [2].

Затем возводятся колонны и стены следующего этажа. И так далее до верхнего перекрытия.

Возможна и иная схема осуществления натяжения, при которой, не дожидаясь набора передаточной прочности бетоном и не убирая опоры под залитым перекрытием, монтируют последующие этажи. Соответст венно натяжение и последующий демонтаж опор производят после на бора передаточной прочности бетоном.

В заключение отметим, что эффективность применения вышерас смотренных систем достигается, конечно же, за счет увеличения стои мости проектирования, возведения (высокая квалификация рабочих) и эксплуатации. Однако, в конечном итоге, получается выигрыш в архи тектурном и экономическом аспектах. Все это, вкупе с ростом мощно стей вычислительных и возможностями программных комплексов и прогрессом строительных технологий, указывает на большой потенциал развития и применения предварительного напряжения арматуры в по строечных условиях. Стоит отметить отсутствие приемлемой норматив ной базы для повсеместного проектирования такого рода конструкций.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК 1. СП 52-102-2004. Предварительно напряженные железобетонные конст рукции. М.: ФГУП ЦПП, 2005.

2. Интернет ресурс ЗАО «СТЭФС», http://stefs.ru Фёдорова Т.С.

студентка факультета ГСС Научный руководитель – Истомин А.Д., кандидат технических наук, доцент кафедры железобетонных и каменных конструкций ТЕМПЕРАТУРНО-ВЛАЖНОСТНЫЕ ДЕФОРМАЦИИ ФИБРОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ Одним из видов влажностных деформаций фибробетона являются деформации усадки. Деформации усадки появляются при изменениях влажности, связанных с нарушением гигрометрического равновесия с внешней средой.

Появление этого вида деформации при ограничении перемещений конструкций или в связи с неравномерным распределением их по объе му фибробетона влечет за собой возникновение напряжений, которые вызывают появление усадочных трещин.

Для расчета влажностных напряжений фибробетонных конструкций необходимо располагать данными о величине свободных деформаций усадки фибробетона. Величину этих деформаций, как и для бетона, принято характеризовать коэффициентом линейной усадки.

Экспериментально этот коэффициент для бетона изучен достаточно хорошо [1]. Установлено, что величина стабильна и у бетона на од ном и том же цементе мало изменяется при варьировании водоцемент ного отношения, расхода цемента, начальной влажности и его возраста [1]. В расчетах рекомендуется, ввиду малой изменчивости коэффициен та, принимать среднее значение, которое для: обычного тяжёлого бетона равно = 3 102.

Это же значение рекомендуется использовать при расчётах фибробе тонных конструкций [2]. При этом никак не учитывается процент арми рования фиброй.

С целью изучения влияния процента фибрового армирования по объёму на коэффициент линейной усадки, характер развития уса дочных деформаций и влагопотерь фибробетона во времени были ис следованы деформации усадки модифицированного фибробетона с раз личным объёмным процентом фибрового армирования.

В качестве опытных образцов приняты бетонные призмы (10x10x см). Маркировка образцов и план эксперимента представлены в табли це. Первая серия изготовлена из модифицированного бетона. Вторая пятая серии - из фибробетона. В каждую серию входило три призмы.

Призмы гидроизолировались по боковой поверхности с помощью пара финовазелиновой пасты, высыхание происходило через торцы.

Маркировка и № серии Пр1б Пр2фб Пр3фб Пр4фб Пр5фб Процент армирования fv, % 0 0,5 1,0 1,5 2, Кол-во образцов в серии 3 3 3 3 Состав бетона матрицы фибробетона по весу составил 1:0, 32:1, 2:2, (Ц:В:П:Щ)/Ц. Расход цемента составил 500 кг на 1 м3 бетонной смеси. В состав бетонной смеси также вводились газообразующая добавка ГКЖ 94 в количестве 0,15% и суперпластификатор С-3 в количестве 0,7% от массы цемента. Для приготовления бетона в обоих случаях применены гранитный щебень фракции 5-15 мм, речной песок с модулем крупности Мкр = 2,1, портландцемент марки 400. В качестве фибры использова лась металлическая проволока диаметром 1 мм, длиной 30 мм.

Образцы изготавливались в металлической опалубке. После трех су ток твердения под влажными опилками призмы извлекались из опа лубки, соответствующие группы покрывались парафиновазелиновой пастой, оборудовались приборами и ставились для определения де формаций усадки и влагопотерь. Испытания осуществлялись по стан дартной методике, рекомендуемой НИИЖБ [3].

Измерение деформаций усадки осуществлялось стационарными ин дикаторами часового типа с ценой деления 0,001 мм на базе 200 мм.

Точность измерения при этом составила - 0,5х10-5. Для определения влагопотерь призмы периодически взвешивались на весах с ценой де ления 0,01 г. Окончательные результаты испытаний представлены на рисунке.

Здесь представлен график изменения коэффициента линейной усад ки фибробетона в зависимости от процента фибрового армирования по объёму. Экспериментальные точки аппроксимированы функцией вида:

0,377 fv 103, (1) = 32,7 e fv где - процент фибрового армирования по объёму.

Геометрически коэффициент линейной усадки равен тангенсу угла наклона кривой относительных деформаций усадки фибробетона к оси изменений его влажности по массе.

На основании анализа результатов экспериментов по исследованию температурных деформаций фибробетонных конструкций при отрица тельных температурах, получена зависимость для КЛТР фибробетона нормального твердения b = b0 5 10 9 n T, (2) где bf - значение КЛТР фибробетона при отрицательной температуре Т;

bf 0 = 1 10 5 град 1 - тоже при положительной температуре;

n - эмпирический коэффициент, зависящий от условий эксплуата ции (влажности бетона): n = 1 при W 6%, n = 2 при 4,85% W 6%, n = 3 при W 4,85% ;

Т - значение температуры замораживания бетона.

Выводы 1. Коэффициент линейной усадки фибробетона в зависимости от процента фибрового армирования по объёму рекомендуется определять по формуле (1).

2. Коэффициент линейного температурного расширения фибробе тонных конструкций в диапазоне температур от 50 С до -70 С ре комендуется определять по формуле (2) с учетом влажности бетона матрицы.

3. Использование в расчётах дифференцированных значений коэффи циента линейной усадки и КЛТР фибробетона позволяет более достовер но оценивать напряженно-деформированное состояние фибробетонных конструкций с учётом их температурно-влажностных деформаций.

БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК Александровский С.В. Расчёт бетонных и железобетонных конструкций 1.

на изменение температуры и влажности с учётом ползучести. М.: Стройиздат.

1973.

2. СП 52-104-2006. Сталефибробетонные конструкции. ФГУП НИЦ «Строительство» Росстроя. М. 2007.

3. Методические рекомендации по исследованию усадки и ползучести бетона. М.: НИИЖБ Госстроя СССР. 1975.

Шмагин А.И.

магистрант кафедры железобетонных и каменных конструкций Научный руководитель – Долганов А.И. доктор технических наук, профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций О НАДЕЖНОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПЛИТ ПОКРЫТИЯ ТОРГОВО-РАЗВЛЕКАТЕЛЬНОГО ЦЕНТРА В Г. КОСТРОМА В данной работе производилась оценка надежности плит покрытия.

В расчетах учитывалась только прочность нормальных сечений. Проч ность наклонных сечений обеспечивали конструктивными мероприя тиями.

От плит покрытия следует ожидать высокую степень надежности, поскольку они являются одними из наиболее ответственных элементов зданий и сооружений. Под надежностью понимали вероятность безот казной работы конструкции в начальный момент времени. Безотказная работа, как уже указывалось выше, характеризовалась только прочно стью нормальных сечений.

Расчеты выполнялись по следующему алгоритму:

В качестве случайных величин принимаем сопротивления бетона и арматуры Rs, Rsc, Rb. Распределение сопротивлений арматуры (ГОСТ 5781-82*, ГОСТ 52544-2007) и бетона (ГОСТ 18105-86) принимали по нормальному закону.

Для арматуры и бетона расчетные сопротивления соответственно Rs = 5200 кгс/см2, Rsc= 3750 кгс/см2, Rb=177 кгс/см2, коэффициенты ва риации Vs =0,06, Vb =0,135.

Для проведения вероятностных расчетов определим средние сопро тивления бетона и арматуры. Для бетона среднее сопротивление при коэффициенте вариации vb = 0,135 будет:

R bn Rbn=Rb b =177·1,3=230 кгс/см2;

R = = 296 кгс/см.

bm 1 - 1, 64 Vb Для проволочной арматуры среднее сопротивление при коэффици енте вариации vs = 0,06 будет:

R sn Rsn=Rs s = 4895 кгс/см2;

R = = 5429 5430 кгс/см.

sm 1 1, 64 V s Для высокопрочной арматуры класса A–IV (A600) среднее сопротив ление определяем в таком же порядке:

Rsn = 5200 1,2 = 6240;

Rsm = 6920 кгс/см2.

Частные производные функции несущей способности M по Rs, Rsc и Rb. При этом функцию несущей способности M получили следующим образом:

= (RsAs–Rsc As') / Rbbh0;

m= (1–0,5);

M = Rbbh02m+Rsc As'(h0–a/).

Частные производные соответственно по растянутой и сжатой арма туре и бетону, учитывая, что = As/Ab;

/ = As//Ab;

Ab – площадь попе речного сечения панели покрытия:

m / R s = [1 ( R s R s c ) / R b ], m / R sc = [1 ( R s R sc ) / R b ], m / R b = 0, 5 ( R s R sc ) 2 / R b 2.

Определяем средние квадратические отклонения сопротивлений ар матуры и бетона, кгс/см2:

Rs=VsRsm = 54300,06 = 326 кгс/см2;

Rsс= VsRsm= 0,066920 = кгс/см2;

Rb=Vb Rb =0,135296 = 40 кгс/см2.

Определяем несущую способность при средних значениях сопротив mX 2, …, mX m ).

тY= ( mX1, ления материалов mY:

Определяем среднее квадратическое отклонение несущей способно сти Y:

2 n n n = x2i + 2 rij xi xj = xi.

2 Y xi m xi m xj xi m i=1 ip j i= m Несущую способность m0 с обеспеченностью три стандарта опреде ляем как:

m0 = my 3 y.

Сравним значения несущей способности с обеспеченностью (0,99865) и определенной по формулам СП 52-102-2003 mc при расчет kc = m0 / mc, kc=1,127.

ных сопротивлениях бетона и арматуры:

Определяли надежность сечения P(t) рассматриваемого элемента, рассчитанного по формулам СП 52-102-2003, предполагая нормальный закон распределения для несущей способности:

t = (my mc ) / y, t=4,875 или P(t)= 0,96456.

Вывод: Надежность сечения выше требуемой. Этому факту можно найти физическое объяснение. Оба материала: и арматура, и бетон од новременно включаются в работу и поддерживают друг друга.

СЕКЦИЯ СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ Бокарева М.В.

студентка факультета ТЭС Научный руководитель - Ермоленко Л.К., доцент кафедры «Конструкции из дерева и пластмасс»

ОГНЕСТОЙКОСТЬ НОВЫХ СТРОИТЕЛЬНЫХ МАТЕРИАЛОВ НА ОСНОВЕ ДЕРЕВА И ПОЛИМЕРОВ В настоящие время в малоэтажном строительстве применяется ряд новейших материалов на основе дерева и полимеров. Одним из таких материалов являются трёхслойные сэндвич панели типа «Еcopan».

Рис. В состав этих панелей входят: OSB 3 или ОСП (ориентировочно стружечная плита), пенополистирол мар ки ппсб-с. Эти панели по ряду свойств, таких как прочность, тепло и звукоизо ляция, а так же долговеч ность не уступают, а во мно гом даже превосходят цель ную древесину. Из этих па нелей строят каркасные ма лоэтажные дома (рис 2).

Для панелей ОСП как и для любого материала из де рева или пластмасс очень Рис. остро стоит вопрос пожарной безопасности. Основной проблемой в плане пожарной безопасности является пенополистирол. А в связи с последними событиями тема обеспечения пожарной безопасности стала особенно актуальной.



Pages:   || 2 | 3 | 4 | 5 |   ...   | 11 |
 

Похожие работы:





 
© 2013 www.libed.ru - «Бесплатная библиотека научно-практических конференций»

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.