автореферат диссертации по строительству, 05.23.01, диссертация на тему:Напряженно-деформированное состояние железобетонных колонн одноэтажных промышленных зданий при сейсмическом воздействии

зцзиизцъь чиъпц'пьзпиазиь цргагшзиъ ьа чьэпгазиъ ъшиипиппнэзш-ъ

ьрьаиъь бипзипи^ьзисьъигипичиъ ьъизьБпьз

РГ 6 ОА

эмрцъ [.ьпъьчь чичизиъ , п ^

ирпзш-шрьри^иъ импир^ съърьрь ьрчшэрьэпъь изт-ъьрь шраиоипььприизьпъ цьшмс иьзииьм иапьзгигазиъ оь^шш-и

Ь 23.01 - «С[10шршрш^ш0 ^пОишрт^д^шОЬр, 2Ь0{?Ьр, ЦшппцдОЬр и 2Ь&шршрш1)шО (ЗЬ[ишО|1^ш» йшиОшчЬтп^шйр тЬ[иО[11)ш11шО ч^иивдгиООЬр^ рЫ)йшйпф Ч^тш^шО шиш[1бшО[1 ИиудйшО ш1пЬОш|г1пигир1шО

иьчиичьп

ьрьаиь - 2000

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РЕСПУБЛИКИ

АРМЕНИЯ

ЕРЕВАНСКИЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ ИНСТИТУТ

ДАДАЯН ТИГРАН ЛЕОНИДОВИЧ

НАПРЯЖЕННО-ДЕФОРМИРОВАННОЕ СОСТОЯНИЕ

ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ ПРИ СЕЙСМИЧЕСКОМ ВОЗДЕЙСТВИИ

АВТОРЕФЕРАТ

диссертации на соискание ученой степени кандидата технических наук по специальности 05.23.01— "Строительные конструкции, здания, сооружения и

строительная механика"

ЕРЕВАН - 2000

ЦтЬйш^ипиш^шО рЬйшй ИшишшшЦ^ к ЬришОЬбшртшршщЬтшгЬйшршршЦшй

hQuuitimni.inni.ti

сфшш^шй цЬ^шфлф' 'Лшгшпйш^шй рОцгфйш^пиОЬр'

ипшэшшшр

- тЬ^О^ш^шО ч|ш1П1р]П100Ьр|1 рЫ)йшйт, щрпфЬипр ПпрЬрш итрЬО[1 ЩЬш^шй

- ч|иппф]п1.ййьр|1 г^п1|шпр, щрпфЬипр Ц|ШГ1ЬФР ЩЬеишОгиф ЗшйршрйпиЗциО

- тЬ[иО|11|ш1|шй ч|илп1.|3|Ш.00Ьр|1 рЫ|Ошйги, щрп^Ьипр ПпрЬрш Щи^шй

- «ви^шрцйш^ищЬй» О.Р.С.

'ПшгиицшОп^ш.йи 1)ицшйш1.п11:2000 р. шщгЧц^ 28фй сЬхн1о 1422 [10 ЬрбСЬ «СфОшршрт^гий»- 030 |]шийш^|1шш1|шй [ипрИрг^ й^иттй, ЬшидЬут!'

375009, ЬрКшО, БЬр^О 105:

итЬОш[шитдшОп I: йшОпршйи^ ЬрбСЬ-^ qpшI)шpшQnl.tЗ:

иЬ^йшцЬПО итшрЦиий к 28.03.2000 р.

1Гшийищ[ипш1|шО ^ипрЬрг^Ь ц[илшЦшО ршртпщшр 1лЬ[иОр1^ш1)шй q^nnш.pJnl.GGbp|l г>п1^тпр, щрпфЬипр

и.и. Швдпи5]шй

Тема диссертации утверждена в Ереванском Архитектурно—Строительном

Институте

Научный руководитель: Официальные оппоненты:

Ведущая организация:

- кандидат технических наук, профессор Аветисян Роберт Суренович

- доктор технических наук, профессор Амбарцумян Владимир Александрович

- кандидат технических наук, профессор Азарян Роберт Грачикович

- АОЗТ "Армпромпроект"

Защита диссертации состоится 28 апреля 2000 г. в 14® часов на заседании специализированного совета "Строительство"-030 Ереванского Архитектурно — Строительного Института по адресу: 375009, Ереван ул. Теряна 105. С диссертацией можно ознакомиться в библиотеке ЕрАСИ.

Автореферат разослан 28.03.2000 г.

Ученый секретарь специализированного совета доктор технических наук, профессор

Мелкумян С.А.

надо.2/0.зз-т.

Общая характеристика работы

Актуальность исследования

Проблемы сейсмостойкого строительства относятся к числу наиболее трудных в современной строительной технике. Это связано со сложностью напряженно-а,еформированного состояния возникающего в элементах сооружений при землетрясениях. Обычно в инженерной практике Используются условные методы расчета зданий и сооружений на сейсмические воздействия. Применяемый метод заимствован из обычной практики расчета на статическое воздействие. При этом, в расчете железобетонных конструкций участвует первоначальная жесткость определенная, как для упругого тела, без наличия трещин, и принимается, что зависимость сила-перемещение — линейная.

Одним из путей уточнения значений сейсмических сил является учет влияния именения напряженно-деформированного состояния железобетонного элемента в троцессе его колебания.

Одноэтажные производсвенные здания составляют более 63 %, от общей глощади производственных зданий.

Диссертационная работа посвящена изучению поведения колонн одноэтажных 1ромышленных зданий при динамических нагрузках.

Вся территория РА находится в зоне с высокой сейсмоактивностью, и в гедавнем прошлом сильно пострадала от разрушительного Спитакского 1емлетрясения. В связи с этим, тема диссертационной работы посвященная говершенствованию и уточнению расчета одноэтажных промышленных зданий при :ейсмическом воздействии несомненно является весьма актуальной.

Цель и задачи исследования

• исследовать зависимость жесткости железобетонного элемента от величины гормальной силы, процента продольного армирования, размера элементов, усадки, арактера приложения внешней нагрузки, сцепления между арматурой и бетоном; .е. получить теоретическую зависимость восстанавливающая сила-перемещение дя железобетонного элемента, приняв в основу нормы проектирования железобетонных конструкций.

• изучение динамических характеристик колонн прямоугольного сечения (часто стречающихся в практике) трех видов одноэтажных промышленных зданий:

— колонны постоянного по высоте прямоугольного сечения заделанные у основания при шарнирном опирании ригелей,

— ступеньчатые колонны прямоугольного сечения для зданий с мостовыми кранами,

— колонны постоянного по. высоте сечения при жестком сопряжении с ригелями.

■ сравнение результатов предлагаемых расчетов с экспериментальными исследованиями других авторов.

• установление зависимости коэффициента податливости от процента армирования железобетонного элемента.

• определение фактических деформаций зданий.

Метод исследования основан на

• обобщении и анализе существующих методов расчета деформаций железобетонных колонн при статическом и динамическом воздействии с учетом наличия поперечных трещин в пределах части длины конструкции.

• сравнении результатов расчета с экспериментальными данными и теоретическими результатами полученными другими авторами.

Научная новизна работы

заключается в том, что

• несущая способность и напряженно-деформированное состояние железобетонных элементов определялись путем последовательных приближений и уточнений значения сейсмической силы в зависимости от фактической жесткости.

• предложены зависимости для определения значения коэффициента допустимых повреждений при проектировании железобетонных колонн.

• установлены формулы для определения перемещений колонн одноэтажных промышленных зданий при сейсмическом воздействии, что необходимо учесть при назначении ширины антисейсмических швов.

Практическая значимость работы заключается в том, что результаты могут быть исспользованы при проектировании и исследованиях одноэтажных промышленных зданий.

Аппробация работы Основные результаты диссертации докладывались

• в ЕрАСИ на семинарах 1997-1899 тг в кафедре " Железобетонные каменные конструкции и сейсмостойкое строительство " ;

• На научных сессиях посвященных 10-летию Спитакского землетрясения, в ЕрАСИ и АрмНИИСС и ЗС, в 1998 г;

Структура и объем работы Диссертация состоит из введения, 4-х глав, основных выводов, списка литературы из 114 наименований, приложения; содержит 142 страницы машинописного текста, 42 рисунка и 20 таблиц.

Содержанке работы

В введении обоснована актуальность темы, сформулированы цели и задачи исследования и дана общая характеристика работы.

В первой главе дается критический анализ работ посвященных консруктивным решениям одноэтажных производсвенных зданий с железобетонными колонами и исследований по их сейсмостойкости.

Основная часть промышленных зданий является одноэтажными и подавляющее большинство их имеет железобетонные колонны.

В настоящее время как в РА, так и за рубежом имеется значительное число работ, посвященных исследованию и разработке инженерных методов расчета на сейсмические воздействия. К ним относятся труды Я.М. Айзенберга, В.А. Амбарцумяна, Е.С. Беченева, М.А. Био, С.С. Дарбиняна, Т.Ж. Жунусова, К.С. Завриева, Б.К. Карапетяна.Г.И. Карцивадзе, И.Л. Корчинского, М.Г. Мелкумяна, Л. Г. Назарова, C.B. Полякова, В.А Ржевского, В.А. Степаняна, Г. Хаузнера, Э.Е. Хачияна и других видных ученых в этой области.

Исследования в области деформативности железобетона были проведены О.М. Баженовым, И.К. Белобровым, Г.И. Бердичевским, Дж.Ф. Борджесом, VA. Гвоздевым, Ю.П. Гущей, A.B. Забегаевым, A.C. Залесовым, В.И. Мурашевым, Л.С. Паляяом, П.Л. Пастернаком, В.В. Пинаджяном, H.H. Поповым, А. Раварой, B.C. Расторгуевым, М.З. Симоновым, H.H. Складневым и др.

Зо второй главе изложена предложеная методика определения прогибов при татическом нагружении изгибаемых и внецентренно-сжатых элементов. Показаны акономериости изменения жесткости изгибаемых элементов в зависимости от >азмеров поперечного сечения элементов, процентов армирования и др. факторов [ри различных видах загружения. '

В частности, показано, что жесткость существенно зависит от изгибающего юмента я уменьшается с приближением величины изгибающего момента к асчетному значению.

На рис. 1 представлено изменение жесткости балки при различных уровнях агружения и процентах армирования.

Получены формулы для определения перемещений колонн одноэтажных ромышленных зданий яри действии горизонтальной нагрузки: для зданий без мостовых кранов

(ka-x)dx , (1)

и с мостовым краном

<-'•0-11Л Vе //

Г-1 /■

>-1 а,(,-|)

I

»,(¡-1)

ЕьМО"4 кНм2

О/г)..,-

(1/0,

(0 Ц -(1/0

ц - коэффициент армирования

Мм„ - максимальный изгибающий момент

0

1лизц

0,0

1.0

0,2 0,4 0,6 0,8

Относительная величина изгибающего момента

Рис. 1

Там же получена формула для определения перемещений коротких колонн, т.е

для колонн при 1/Ь< 10, где учитывается также деформация сдвига р-Кка-х)1

& л. • (ка-х)

«(¡-I)

где (р = 11,25

<3х.

(3)

ьь„

а - расстояние между сечениями (а, и Оз соотвественно в подкрановой

надкрановой частях колонны)

(1/г), — кривизна в 1 -ом сечении.

1>е<1 - приведенное значение момента инерции.

Рассмотрены консольные внецентренно-нагруженные стойки. Рассчитаны и прогибы при изменяющемся значении горизонтальной сосредоточенной сим приложенной к концу стоек (рис. 2) и имитирующей сейсмическую силу. Размер стоек и вертикальная нагрузка соответствуют параметрам колонн одноэтажны промышленных зданий. Нормальная сила взята равной опорной реакци

железобетонной балки покрытия с уложенными на ней железобетонными плитами покрытия, принятыми в типовых проектах. Стойки армированы симметричной арматурой (А^Аз'), количество которой в разных стойках варьировалось.

Все стойки выполнены из тяжелого бетона класса В20 и арматуры А-Ш (наиболее часто применяемые класс бетона и арматуры для стоек).

Прогиб Рис. 2

На рис. 3 представлена зависимость минимальной жесткости сечения (т.е. жесткости при расчетной нагрузке) изгибаемого и внецентренно-сжатого элементов в зависимости от процента армирования.

Видно, что податливость железобетонных элементов зависит от процента их армирования. При расчетных нагрузках жесткость изгибаемых и внецентренно-сжатых железобетонных элементов существенно меньше чем первоначальная жесткость Еь1, подсчитатанная как для сплошного тела (см. рис. 3). Например: для изгибаемых элементов при проценте армирования ц=0,5 % жесткость уменьшается в 5,11 раз, во внецентренно-сжатых - в 3,07 раза; соотвественно при ц=3% эти значения составляют 1,56 и 1,75.

Процент армирования Рис. 3

В третьей главе приводится методика определения динамических характеристик изгибаемых и внецентренно—сжатых элементов.

Полученные в предыдущей главе формулы позволяют сравнить результаты динамических характеристик железобетонных колонн с экспериментальными данными.

Учет неупругой работы конструкций, в частности, при действии сейсмической нагрузки, является важной задачей для возможности рационального проектирования и в то же самое время обеспечения их несущей способности.

На основе результатов статических и динамических испытаний железобетонных стоек, ранее проведенных Э.Е. Хачияном и М.Г. Мелкумяном дана оценка точности расчета жесткости и динамических характеристик железобетонных стоек

Необходимо отметить, что в расчете значение разрушающей горизонтальной нагрузки получено на основе предельного изгибающего момента, который воспринимает опорное сечение железобетонной колонны при нормативных значениях напряжений в бетоне и арматуре. Значение максимального изгибающего момента воспринимаемого сечением, в стадии разрушения, согласно "Пособию по проектированию каркасных промзданий для строительства в сейсмических районах" выражается формулой

м, -а')+№0 -а1) . (4)

Ь,1«г

При расчете перемещений при динамическом нагружении расчетные значения физико-механических характеристик бетона - и арматуры умножались на коэффициенты, которые учитывают динамическое действие нагрузки, принятые по работам Ю.М. Баженова, Н.Н. Попова и Б.С. Расторгуева.

Определялись также периоды собственных колебаний колонны при различных случаях нагружения. Значения 'периодов собственных колебаний определялись путем определения жесткости колонны с учетом уменьшения жесткости сечений по всей ее. высоте.

Для сравнения были расчитаны перемещения и периоды собственных колебаний по "Пособию по проектированию каркасных промзданнй для строительства в сейсмических районах".

Результаты расчетов и экспериментов представлены в табл. I.

В четвертой главе произведена оценка влияния различных факторов на напряженно—деформированное состояние железобетонных колони. Допустимый уровень повреждений строительных конструкций, в нормах СНРА II—2.02.94 учитывается коэффициентом кх, который определен при помощи обратно пропорциональному ему коэффициенту податливости V/.

Для зданий и сооружений, а также, для их отдельных элементов коэффициент податливости может быть определен отношением начальной жесткости конструкции в упругой стадии к жесткости конструкции в стадии упруго-пластической работы, при развитии неупругих деформаций. Следовательно коэффициент податливости зависит от горизонтальной силы действующей на колонну и от продольного армирования железобетонной колонны. Для подбора арматуры железобетонных колонн необходимо знать сейсмическую силу, которая зависит в том числе от жесткости, а последняя, в свою очередь, от количества продольной арматуры. Основной целью расчета является определение количества продольной арматуры, при заданных размерах, вертикальных нагрузках, материалах.

Значение сейсмической силы для одноэтажных промышленных зданий определялись последовательными приближениями, предварительно задавшись сечеийями стоек, приняв при этом, в качестве первого приближения начальную жесткость Еь!.

Прогибы определялись по формуле (1), учитывая отдельные участки по высоте колонны (участки от 0 до 1а, - длина наиболее напряженного участка от низа колонны имеющего трещины в растянутой зоне и от 1„с до I - длина верхней части колонны не имеющей трещин).

СП <о О! Ъ ы О! 00 . и 4,82 и о> ю м *С0 ы N А о со -л о ). * сл Инерц. Максимальная горизонтальная сила

6.04 5.93 5.83 4,82 3.69 2,92 2.17 А «0 0.87 о А тз Статич.

5.060 2,840 1.626 1.155 О Ъ 8 0,530 0.310 0,170 0.091 0,036 о и*1 Экспер. * 3 Максимальное горизонтальное перемещение при статическом нагружении

1,620 1.571 1,525 фЛ. 0,604 0,343 Г0.224 0.152 I 0.090 о 5 N о -о*1 Расчет. 3 (фактич.)

0,406 0,399 0,392 | 0,324 о м £ о 8 0,146 0.099 | 0.059 0,028 п (Г1 Расчет. К Я (упрут.)

у м от о "8 "8 •А (Л и» "ё го о о оа О ^э.ст/ ^р.ст

0,251 I 0.254 0.257 0,305 I I о > —к 0,571 0,652 0.651 0,656 0,667 ^е.ст/ ^р.ст

103,85 о го 2 100,91 83,18 51,76 16,33 о о о О о Г 2 5

3,612 1,847 ' 1,235 0.874 0,585 о л 8 0,285 0.152 0,079 0.032 о Экспер. 3 Максимальное горизонтальное перемещение при динамическом нагружении

1,778 1,376 1,307 0,872 I 0,468 | 0,264 0,196 0,132 | 0,078 0.037 о Расчет. 3 * (фактич.)

0,404 0,352 0,344 0,284 о V» 0,172 0.127 \ 0,086 0.051 | 0.024 п ¿ъ Расчет. 2 * (упрут.)

2,03 "2 0,94 '8 шЛ То сп '2 V сл сл о 0.85

0,227 0,256 о Кз 3 О О» ю о» о А $ 0,652 0.648 0,652 0,654 о 2 <о ^е.д/ ^р.д

104,3 91,52 89,04 г 32,12 о о о о О см

0,363 0,279 о (0 о >0 0 1 0.187 0,178 р "•А К 0,147 0.139 п Экспер. Период собственных колебаний

0,218 0,209 0.206 0,165 0,152 0.135 0.135 0,135 0.135 0,135 . Н Расчет. 11 "О

0» 1.33 1.15 С (О ы <0 ъ ю о о о Тэ/тр

0,258 0.217 0,213 0,185 0.164 0.153 0 1 0,137 0,132 о Й 0? о 1 Период и горизонтальное перемещение по Пособию

1,874 1.158 1,105 0,685 о л о "го оо -ь. 0.187 0.115 0,063 вго'о § *

V К1 (О о о> СП с о б К го о (О тэ/т*

ъ ы ю м "ю со V ы V ы (Л м и К) "м О*

ч

01 а\

я р>

N.

Определены упругие перемещения для зданий с ^

мостовыми кранами и без, а также для зданий с жестким узлом соединения ригеля с колоннами.

Для определения упругого перемещения для зданий с мостовыми кранами в заданном сечении решены следующие дифференциальные уравнения изгиба колонны с учетом продольных сил И, и N5 (см. рис. 4):

В.у," + +N2^," =0 , В2у2,У + Н2у2" =0 (5) при следующих граничных условиях: {у,[0] = 0, у1'[0]=0, у2"[1]=0, у1[!,] = у2[11].

У,'[1,] = У2,[1,].В1у|и[11] = В2у3н[11], В1У1га[0]+(М1+Н1)у,,[0] = -(81+81)> В1У,т[11]+(М1+К2)у1'[1|] = -(31+82),

■В1у1и1111+Ы1у1|р)]—в,, В2у2ш[1] + К2у2'[1] = -52} .

где В| и В2 соответственно жесткости сечения подкрановой и надкрановой частей колонны (В, "■-ЕД^г, В2=ЕЬГ^1,).

Решение дифференциальных уравнений (5), при граничных условиях (б): у, = С,Ляр,х + СгСозр{Х + СдХ + С, , у, = С,5шр2х + С4Оир2х+С,х + С, ,

ч

в,

Рис. 4

(6)

(7)

где С;

_ +5, (

I в2Р2г;

с _Вгр2п,(С,р1Со5р,1,ч-С1-С,)-В|С,Р|2п25'тр,11

В1р,р1п|Л'лр11,+В,р,1пгСол'11| '

С5 .В.Р.Чс.у^С^р,!,), с, =(_с1)№1, С. =(-С2), В,Р, п,

С, =С|5/яр1!1 +С2Саф,1| +С31, +С4 -С,Ллр21, -С6Со5р21, г-С,1

В которых Р, :

в,

Рз =

п, =Л'лр21, -/£р21Со.ф21,, п2 = Саф21, +/^р21Л>ф21|.

Было расчитано 13 одноэтажных зданий без мостовых кранов. Результаты расчета представлены в табл. 2. Были рассчитаны такие здания, чтобы охватить широкий спектр зданий, применяемых в строительстве (высоты, пролеты, шаг колонн и т.д.). Рассмотрены три варианта покрытия: I - железобетонные панели уложены по железобетонным балкам; II - железобетонные панели уложены по

Таблица 2

N здания 1 см ЬхЬ см N кН ыр кН 8, кН Б кН !«1 % й % 1Лу РФ, а МПа Т с Т.СГ^) с Т/Т, Г см и см Г см

1 600 40x60 184.4 216.2 129.4 103.4 3.23 2.53 0.361 0.799 0.835 0.765 0.547 1.399 7.592 2.740 7.854

2 600 40x60 291.8 323.6 172.3 151.0 4.32 3.74 0.420 0.876 1.282 0.826 0.677 1.220 8.383 3.520 8.848

3 600 40X80 184.4 226.8 164.5 130.7 2.17 1.69 0.317 0.795 0.642 0.560 0.360 1.556 5.001 1.583 5.112

• 4 600 40x80 291.8 334.2 232.4 187.4 3.07 2.42 0.366 0.806 0.978 •0.613 0.444 1.381 5.642 2.067 6.005

5 975 40x60 184.4 236.1 82.3 66.7 3.50 2.79 0.373 0.811 0.876 1.588 1.160 1.369 20.096 7.500 20.826

. 6 975 40x80 184.4 253.3 112.7 84.9 2.47 1.81 0.325 0.754 0.684 1.175 0.769 1.528 13.455 4.374 13.821

7 975 40x80 291.8 360.7 147.0 119.9 3.25 2.60 0.375 0.816 1.019 1.274 0.939 1.357 14.974 5.620 15.968

8 975 50x100 345.6 399.4 205.7 153.1 2.22 1.60 0.318 0.744 0.691 0.963 0.618 1.558 10.311 3.277 10.726

9 975 50x100 345.6 399.4 314.3 264.6 3.49 2.91 0.388 0.842 0.691 0.800 0.618 1.294 12.294 4.766 13.044

10 975 50x100 611.6 719.2 318.4 269.0 3.45 2.86 0.397. 0.845 1.331 1.105 0.858 1.288 12.363 4.913 13.533

11 975 60x120 828.7 983.6 498.8 409.6 3.02 2.42 0.380 0.821 1.259 0.934 0.695 1.344 9.895 3.756 10.911

12 1200 60x120 611.6 802.3 343.5 269.0 2.59 1.97 0.350 0.783 0.982 1.210 0.838 1.444 13.979 4.899 15.148

13 1200 60x120 828.7 1019.4 410.6 339.0 3.10 2.50 0.384 0.826 1.283 1.278 0.959 1.333 15.029 5.767 16.589

железобетонным фермам; III - покрытие из профилированного настила по металлическим стропильным фермам. Высоты выбраны 6; 9,75 и 12 м. Рассмотрены здания с железобетонными колоннами сечениями 40x60; 40x80; 50x100; 60x120 см, жестхо заделанными в фундамент. Класс бетона для всех колонн выбран В20 и арматура класса A-III.

Все здания рассчитаны при А=0,4 и к„ = 0,8, что соответствует 1-ой сейсмической зоне и первой категории грунта. Для сравнения одно из зданий (зданиие N9) рассчитано при второй категории грунта к„ = 1.

По результатам расчета получена зависимость коэффициента податливости w от процента армирования ц, на основе которой составлена также зависимость коэффициента допустимых повреждений к, от процента армирования ц ¡рис. 5).

В табл. 2 представлены основные параметры, а именно: периоды собсвенных упругих колебаний, периоды собственных колебаний с учетом изменения жесткости в процессе землетрясения, на основе которых составлена зависимость отношения периодов собственных колебаний Т/Тупр (действительного на упругий) от процента армирования. Согласно Дж.Ф. Борджесу и А. Раваре для колонн колеблется в пределах от 1,3 до 1,6. Сравнивая с полученными результатами видим, что во всех зданиях, где процент армирования меньше предельного, отношение периодов свободных колебаний находится в этих пределах. При этом жесткость колонн в процессе колебания уменьшается от 1,66 до 2,5 раз, т.е. реальная жесткость колонны а =(0,4 ... 0,6) ow где ау„р— первоначальная жесткость колонны.

В пределах принимаемых в практике строительсва значений процента армирования зависимость коэффициента допустимых повреждений от процента армирования принята линейной. Из аппроксимации вводимых данных получена формула мя определения коэффициента допустимых повреждений к, в зависимости от процента армирования ц (%).

к, =0,05111 + 0,242. (8)

При расчетах на сейсмическое воздействие, часто бывает необходимо устройство антисейсмических швов. Согласно СНРА II-2.02.94, ширина антисейсмического шва должна быть больше, чем значение суммарного перемещения двух смежных отсеков от сейсмических нагрузок, но не менее 3 см.

Изучена зависимость между фактическими перемещениями и перемещениями определенными в предположении упругой работы конструкции, которые оказались в 3 - 5 раз меньше..

По той же самой методике были расчитаны коэффициенты податливости и допустимых повреждений для одноэтажных зданий с мостовыми кранами и для зданий с жестким узлом соединения ригеля с колоннами.

0,50

>Й2 к

к <

К

V

а.

к о а х 3 Е К

в

в

о <

н к

к гг

н ■&

■в-СП

о

« и,-¿и +--1-1-г

0 1 2 3 4 5

Процент армирования

Рис. 5

Формула (8) описывает зависимость к, от процента армирования, но при определении сейсмической силы значение арматуры еще не известно. Получена формула для определения к, в зависимости от сейсмической силы 5о1к (см. СНРАII — 2.02.94), которая не зависит от коэффициента к,

к, = а-ц+р, где к1т1„ £ к, < к1тм ; (9)

в которых ц = к,г

2А hb

¿100 = к„

2М„

RJi'b

100 ,%

где Мт„ — максимальный изгибающий момент определяемый по эпюре моментов от усилий Soik.

Обычно сечение площади продольной арматуры (А.+А,') принимают не более 3% от площади бетона (Ab = b-h). Из условия наименьшей стоимости, суммарный оптимальный процент армирования внецентренно-сжатых элементов составляет 0,5 % < |iop, <1,2 %. На практике суммарный процент армирования ц часто принимается большим, учитывая, что с увеличением, его стоимость элемента изменяется незначительно. Анализ полученных данных и показал что можно принять:

к,„,„=0,4 (при ц=3 %); к,„1п=0,27 (приц=0,5%);

Для одноэтажных промышленных зданий без мостовых кранов согласно полученным результатам а=0,057, Р=0,2. Результаты расчета коэффициента к, представлены в табл.3, полученное значение обозначено через к,„е„ .

Для одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами и для зданий с жестким узлом сопряжения ригеля с колоннами значение коэффициентов а, Р, трудно определить из-за большого количества необходимых расчетных данных, но в то же время заметно, что та же закономерность присутсвует и здесь.

Таблица 3

N здания Мщм кНм к,-0,2 о к^пе« к, к^Кте** к,/0,4

1 776 0,161 0,0549 0,367 0,361 1,0166 0,9025

2 1034 0,220 0,0564 0,422 0,420 1,0048 1,0500

3 987 0,117 0,0558 0,319 0,317 1,0063 0,7925

4 1394 0,166 0,0561 0,369 0,366 1,0081 0,9150

5 802 0,173 0,0571 0,373 0,373 1,0000 0,9325

6 1099 0,125 0,0536 0,333 0,325 1,0246 0,8125

7 1433 0,175 0,0575 0,373 0,375 0,9947 0,9375

8 2006 0,118 0,0541 0,324 0,318 1,0189 0,7950

9 3064 0,188 0,0564 0,39 0,388 1,0052 0,9700

10 3104 0,197 0,0584 0,392 0,397 0,9874 0,9925

11 4863 0,180 0,0588 0,374 0,380 0,9842 0,9500

12 4122 0,150 0,0578 0,348 0,350 0,9943 0,8750

13 4927 0,184 0,0593 0,377 0,384 0,9818 0,9600

Общие выводы

-г

1. Сущесвенное влияние на податливость железобетонных элементов оказывает их процент армирования. При расчетных нагрузках жесткость изгибаемых и внецентренно-сжатых железобетонных элементов существенно (до 5 раз) меньше чем первоначальная жесткость ЕЬ1, подсчитатанная как для сплошного упругого тела.

2. Для определения перемещений железобетонных колонн работающих по консольной схеме получены формулы (1) и (2), учитывающие наличие поперечных трещин.

3. Расчетные значения перемещений определенные по предложенной методике хорошо совпадают с экспериментами других авторов.

4. Перемещения, определенные по предложенной методике, ближе к действительным, чем определенные по Пособию по проектированию каркасных

промзданий для строительства в сейсмических районах. При более высоких значениях нагрузок, превышающих расчетную, экспериментальные значения перемещений резко возрастают, что объясняется значительными пластическими деформациями бетона и арматуры, а также частичным нарушением сцепления между ними, что не в достаточной мере учитывается расчетом.

5. Значения расчетных перемещений, определенных по жесткости B=Ebl,rf, всегда существенно меньше фактических перемещений. Разница между ними увеличивается с увеличением горизонтальной нагрузки.

6. Статические прогибы больше динамических прогибов, что в основном объясняется влиянием модуля деформации бетона. Однако отношения ftA/fpA и f,CI/fPCT примерно равны при различных уровнях нагрузок и практически совпадают при предельных значениях изгибающего момента, что дает право распространять результаты статического нагружения на динамическое. Расчетные значения периодов собственных колебаний по предложенной методике хорошо совпадают с результатами расчета по "Пособию по проектированию каркасных промзданий для строительства в сейсмических районах" и с экспериментальными данными. .

7. Перемещениия железобетонных конструкций при динамическом нагружении достаточно точно можно определять по формулам СНиП 2.03.01-84' как при статическом, с учетом динамических коэффициентов, которые влияют на механические характеристики бетона и арматуры.

8. Получено, что зависимость между коэффициентом допустимых повреждений и процентом армирования можно принять в виде прямой (см. ф-ла (8) и рис. 5). Значения коэффициентов допустимых повреждений с достаточной точностью можно определять последовательными приближениями.

9. Перемещения, определенные в предположении упругой работы бетона, в 3 - 5 раз меньше, чем фактические. Максимальные перемещения для одноэтажных промышленных зданий можно определять или по формулам (1) и (2), или в зданиях без мостовых кранов определять путем умножения упругого расчетного перемещения на коэффициент ф, зависящий от процента армирования.

Основное содержание диссертации опубликовано в следующих работах

1. Аветисян P.C., Дадаян Т.Д. Некоторые вопросы расчета прочности рамных узлов при дейсвии сейсмических нагрузок. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N6(11), 1997, стр. 11-12.

2. Аветисян P.C., Дадаян Т.Л. Расчет одноэтажных зданий с железобетонными колоннами на сейсмическую нагрузку. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N7(24), 1998, стр. 19-21.

3. Аветисян P.C., Дадаян Т.Л. Определение сейсмической силы в одноэтажных каркасных зданиях с учетом фактической жесткости железобетонных колонн. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N7(24), 1998, стр. 22-24.

4. Аветисян P.C., Дадаян Т.Л. Уточнение расчета одноэтажных пром. зданий на сейсмическую нагрузку. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N11(28), 1998, стр. 21-22.

5. Аветисян P.C., Дадаян Т.Л. Влияние армирования железобетонных колонн одноэтажных зданий на их динамические характеристики. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N5, 1999, стр. 14-17.

6. Дадаян Т.Л. Определение сейсмических сил с учетом фактической жесткости железобетонных 'колонн в одноэтажных каркасных зданиях с мостовыми кранами. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N8(25), 1998, стр. 16-17.

7. Хачиян Э.Е., Мелкумян М.Г., Аветисян P.C., Дадаян Т.Л. Оценка точности расчета жесткости и динамических характеристик железобетонных стоек. Бюллетень Строителей Армении, (Специальное издание), N12(29), 1998, стр. 13-16.

Sfiqpiuü Lbnûfuih OuirjiujiuD

ипозт-ъирьричиь uhinupii сьъеьрь bni<urapbsnbb изги-ъьрь шп^истьйпгчшвьлъ чьеи^с Ub3ü№4 иаоьзптзиъ аь'пет-и

ииФПФиЧЬР

U2hJtuinujDED Ût(hni{w6 t шргцтйшрЬршЦшй Cfiiuhujptj 2bGpbp|i bpljiuppbmnGb ujiuGbpfi (шрфибш^ЬфпрОшдрпО i{fi6iulj|i ubjuiSpl] uiqqbgnipjuiG г^ЬщрпиЗ:

UuibDmfununtpjnLCD ljujqúi[wó t GbpiuänLßjniGfig, ¿при qpufuGbplig, bqpui4ujgm.pjniG|ig, hriijuuá qpuiljiuGntpjuiG guiQl)[ig U Иш^Ь^шб^д: UjQ ¿шрш^рфий t 142 tgh Црш, ujujpniGuj^ruú t 20 шгитиш^ L 42 qôuiqfip: QpiuljiuGnLpjujG gujGljQ QGqqpljniú t 114 uiGniQ:

UbjuiíiuljuijiuG гЬ^шршрт^шО ujpnpibúGbpp tfuit5uiGiuL|UJljtig гЬйшршрш^шй uibfuG(iLiiujp iunujilb|ujqni.jû ridilLupmqriLjCQbphg bG: Ош Цшицфий t Ьр1)рш2шрдр дшйшйш^ IfmnnLjgöbpfi тшррЬртй umujsujgnrç puipq [шрфибшцЬфпрйшдрпй фбш1ф hbin: ип1(пршршр (iGctbQbpujl|Luû mpujljinfil¡ujjnt.ú 2bC£bpnn3 U ЦшппцдйЬрпиЗ ubjudpl) uiqqbgnipjUjG pboipmü oqinuiqnpói|nii3 bO Ишгфирф miujúiuGiuliujG úbpnqGbp: ^шгЦшр^Ь úbpnrip фпрлипфз!. t ит1прш1)ш9 Ишгфир^р (uuiuiuiplj uiqqbgnLpjtuû) u)pujljinpl)ujjf)g: Ujrj. pbuipniú bpl]iuppbLnnûh l|nOuinpni.l4g|iiJuGbp[i (иигфирЦгшЗ |ЗшиОш1)дпиЗ t uL|qpDujtiujG lin^innipjruGQ, про прпгфшЗ t, fiQí^bu umujâqiuljujG úujpúúfi htuúiup luniuGg бш^Ьрр hu]2i(ujni3uiG, pulj nuí4nbriu^n|ijnipjnt.G 1|ш|шшЗ[] ßGqntGilniü t qátujhG-'

bplpuppbuinGb linûuuipruligtiiuGbpp tfbô йилф únin inbnu^nfuntpjuiG шЦЬ^шдпиЗрд linjLnnipjnLOD фпрршйтй t, (iGíq fiP hbpppG pbpniú t ubjuúfilj mctfi фпрршдйшО: ^unnLpjuiG фпрршдйшй ИшгфиппиЗр pnij[ 1рлш б2шЬ[ ubjuúfiLj rndfi dbönipjniGß:

U2|uujinujGpni.i5 ú2UJljLlbi. t umuimfilj wq^bgnipjniG[ig ¿тфий U ujpinujljbGinpnG иЬфЗфиб iniuppbpfi б1)фл0рр npH2i3mO úbpnrifiljuj:

и2щ1)1|Ь|. t ônilLuô L wpinuiIjbGinpnG иЬ^йфиб inuippbpfi rtfiGwdfilj pGmpujqpbpfi прп2^шй übpnritilíuj:

Чшбифшф hmGrih^ni miupiuinbuiul(Dbpti U ¿шфЬрр ujprijniGujpbpuil|UjG dpuihuiptj 2bûpbpfi hiuúiup qGiuhuiuiilujô bG tmuppbp qnpànQDbpfi uiqqbgnipjnLGQ (Ijiuniugilujápfi ijbpGuióuJólji], hbGujiïbgD, piupôpnipjniGGbpii, IjLudpçLujfiQ l|nmGl|h lunljujjni.pjni.GQ, huimi[u]<Spûbpfi ¿шфЬрр) Ujprijni.GiupbpujtjuiG úpuihujpL| ¿bGpbpfi bpljiuppbmnGb ujmGbpti [шр^шйшпЬфпр'ЗшдЬпй фш: Pn|np lujrç [uGqtipGbpQ bG bpbp inbuuiljh

ujprijnLGwphpiul|uiQ úpiuhujpl) ¿bGpbpfi huiúuip fäbGpbp, npnGg u|iupqni.GujL|GbpQ hnquil)uiujuijfiG úfigngnil úpiuGnLd bG ujniGbpfiG, L|nni.DL|Dbp|n uml)uijnipjwû U

uinuiGg linniGIjObpfi; U 2büßbp npmbq imupqmGujljGbpfi U ujni.Gbp|i úfiiugnLúQ 1)П2Ш huiGqniguij|iü t):

иг^иштшйЕр ijbpjniú рЬрфн4 bG bpiU2[uuiilnpnu]Gbp iupi)jni.Gujpbpujl|UjG újiujhuiptj 2böpbpp ubjuúpl) Luqr)bgnipjujG цЬщрпиЗ гфйшОД pGnLpшqpЬpp GwfuGmljmG прпгСшй U huiljujubjuüplj Цшрр LШJGnфJшG прпгйшС iJbpmpbpjmL: