Сейсмостойкость сжатых железобетонных элементов каркасных зданий после огневого воздействия тема диссертации и автореферата по ВАК РФ 00.00.00, кандидат наук Черник Владимир Игоревич
Черник Владимир Игоревич
кандидат наук
2024
- Специальность ВАК РФ00.00.00
- Количество страниц 219
Оглавление диссертации кандидат наук Черник Владимир Игоревич
СОДЕРЖАНИЕ
ВВЕДЕНИЕ
ГЛАВА 1. АНАЛИЗ СОСТОЯНИЯ ПРОБЛЕМЫ, ОСНОВЫ СЕЙСМОСТОЙКОСТИ И ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1.1 Последствия разрушительных землетрясений в комбинации с огневыми воздействиями
1.2 Основные положения теории сейсмостойкости железобетонных конструкций
1.2.1 Уравнения движения динамических систем
1.2.3 Механические свойства бетона и арматуры при работе на малоцикловые нагрузки
1.2.4 Экспериментальные методы исследования параметров сейсмостойкости железобетонных колонн
1.2.5 Теоретические модели малоцикловой работы железобетонных колонн. Диаграммы гистерезиса
1.2.6 Косвенное армирование поперечными хомутами и его влияние на параметры сейсмостойкости железобетонных колонн
1.3 Экспериментальные методы определения огнестойкости и огнесохранности железобетонных конструкций
1.4 Сейсмостойкость железобетонных конструкций, поврежденных пожаром. Текущее состояние вопроса
1.4.1 Экспериментальные исследования гистерезиса
1.4.2 Численные и численно-аналитические исследования совместного учета совместного действия огневых и сейсмических нагрузок
1.5 Механизм сопротивления железобетонного каркаса сейсмическим нагрузкам после локального пожара
1.6 Выводы по главе
ГЛАВА 2. МЕТОДИКА ОЦЕНКИ ПАРАМЕТРОВ СЕЙСМОСТОЙКОСТИ СЖАТЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ПОСЛЕ ОГНЕВОГО ВОЗДЕЙСТВИЯ
2.1 Основные предпосылки методики расчета железобетонной колонны
2.2 Диаграммы деформирования материалов при циклическом нагружении
2.3 Модель гистерезиса железобетонной колонны
2.3.1 Общие положения
2.3.2 Несущая способность и предельная кривизна
2.3.3 Начальная жесткость железобетонной колонны
2.3.4 Жесткость железобетонной колонны при разгрузке
2.3.5 Жесткость до и после закрытия трещин при повторном нагружении
2.4 Выводы по главе
ГЛАВА 3. ЭКСПЕРИМЕТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ ПО ОПРЕДЕЛЕНИЮ ПАРАМЕТРОВ ГИСТЕРЕЗИСА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ КОЛОНН ПРИ МАЛОЦИКЛОВЫХ НАГРУЗКАХ ПОСЛЕ ОГНЕВОГО ВОЗДЕЙСТВИЯ
3.1 Цель и задачи экспериментальных исследований
3.2 Изготовление опытных образцов
3.2.1 Изготовление опалубки и арматурных каркасов
3.2.2 Бетонирование опытных образцов
3.3 Экспериментальное определение физико-механических характеристик арматуры и бетона до огневого воздействия
3.3.1 Приборы и оборудование
3.3.2 Определение механических характеристик бетона
3.3.3 Определение механических характеристик арматуры
3.4 Испытания опытных образцов на воздействие стандартного пожара
3.4.1 Приборы и оборудование для огневых испытаний
3.4.2 Методика стандартных огневых испытаний
3.4.3 Результаты стандартных огневых испытаний
3.4.4 Анализ результатов стандартных огневых испытаний
3.5 Испытание опытных образцов на воздействие малоцикловой нагрузки
3.5.1 Приборы и оборудование для малоцикловых испытаний
3.5.2 Малоцикловые испытания опытных образцов
3.5.3 Результаты малоцикловых испытаний
3.6 Анализ влияния продолжительности стандартного пожара на параметры гистерезиса испытуемых колонн
3.7 Выводы по главе
ГЛАВА 4. МЕТОДИКА РАСЧЕТА И ЧИСЛЕННОЕ МОДЕЛИРОВАНИЕ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ СЖАТЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ПРИ МАЛОЦИКЛОВОМ НАГРУЖЕНИИ ПОСЛЕ ОГНЕВОГО ВОЗДЕЙСТВИЯ
4.1 Теплотехнический расчет экспериментальных колонн на воздействие стандартного пожара
4.1.1 Методика теплотехнического расчета
4.1.2 Результаты теплотехнического расчета
4.1.3 Анализ результатов и упрощенное представление температурных полей
4.2 Расчет параметров гистерезиса экспериментальных колонн с учетом повреждений от стандартного огневого воздействия
4.2.1 Расчетная схема и нагрузки
4.2.2 Диаграммы деформирования материалов
4.2.3 Определение параметров диаграммы гистерезиса в расчетном сечении
4.2.4 Верификация методики расчета параметров гистерезиса
4.2.5 Расчет гистерезиса экспериментальных колонн
4.2.6 Анализ и сравнение полученных гистерезисных диаграмм
4.3 Численный расчет железобетонных рамных каркасов на сейсмические нагрузки после воздействия локального пожара
4.3.1 Расчетная схема, нагрузки и воздействия
4.3.2 Теплотехнический расчет элементов каркаса после воздействия стандартного пожара
4.3.3 Методика выполнения численного анализа
4.3.4 Модальный анализ железобетонных рам при огневом воздействии
4.3.5 Нелинейный-динамический анализ рам
4.3.6 Оценка значений коэффициента допускаемых повреждений Ki для железобетонного каркаса с учетом повреждений от огневого воздействия
4.3.7 Рекомендации по повышению сейсмостойкости зданий с железобетонным каркасом
4.4 Выводы по главе
ЗАКЛЮЧЕНИЕ
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
ПРИЛОЖЕНИЕ А. СПИСОК ОПУБЛИКОВАННЫХ НАУЧНЫХ РАБОТ
ПРИЛОЖЕНИЕ Б. ОБОСНОВАНИЕ ДОСТОВЕРНОСТИ РЕЗУЛЬТАТОВ РАСЧЕТА В ПК OPEN SEES
Рекомендованный список диссертаций по специальности «Другие cпециальности», 00.00.00 шифр ВАК
Сейсмостойкость одноэтажных каркасных зданий при знакопеременном нелинейном деформировании железобетонных колонн2000 год, кандидат технических наук Воронов, Андрей Анатольевич
Прочность и деформативность сжатых железобетонных элементов при динамическом нагружении в условиях огневых воздействий2015 год, кандидат наук Аветисян, Левон Аветисович
Несущая способность изгибаемых железобетонных элементов при малоцикловых нагрузках типа сейсмических с учетом пластических деформаций арматуры2023 год, кандидат наук Цацулин Илья Владимирович
Прочность несущих элементов железобетонных каркасных зданий при сейсмических воздействиях2012 год, кандидат технических наук Цэрэндорж Бор
Сейсмостойкость многоэтажных каркасных зданий при знакопеременном нелинейном деформировании несущих элементов2004 год, кандидат технических наук Нуриева, Дания Мансуровна
Введение диссертации (часть автореферата) на тему «Сейсмостойкость сжатых железобетонных элементов каркасных зданий после огневого воздействия»
ВВЕДЕНИЕ
Актуальность темы диссертации. Требования к обеспечению безопасности зданий и сооружений в соответствии с федеральным законом № 384-ФЗ «Технический регламент о безопасности зданий и сооружений» ведет к необходимости постоянного совершенствования методик проектирования конструкций при особых воздействиях.
В настоящее время тенденция к усложнению железобетонных конструктивных систем, продиктованная современными экономическими и социальными требованиями, приводит к необходимости повышения их безопасности и учета на стадии проектирования не только отдельных особых воздействий, но и их комбинаций. К таким комбинациям можно отнести, например, проблемы сейсмостойкости или живучести зданий против прогрессирующего обрушения в условиях пожара, средовых воздействий при учете коррозии арматуры и бетона, несовершенств при производстве работ и т.п. В общем виде они представляют собой проблему учета особых воздействий для систем, имеющих начальные повреждения (несовершенства).
В случае комбинации сейсмических и огневых воздействий можно выделить два варианта их сочетания: пожар после землетрясения и землетрясение после пожара.
Первый вариант достаточно продолжительное время исследуется рядом отечественных и зарубежных авторов. Пожар после землетрясения нередко можно встретить на практике. Известны случаи, когда обрушение конструкций происходило не в результате действия землетрясения, а в результате последующего воздействия пожара, причиной которого стало землетрясение.
При оценке многих землетрясений выяснено, что пожары приносят гораздо больший ущерб, чем сами землетрясения.
К таким землетрясениям можно отнести: Лиссабон, Португалия (1755); Сан-Франциско, США (1906); Канто, Япония (1923); Спитак, Армения (1988); Калифорния, США (2014) и многие другие.
Работа строительных конструкций на сейсмические нагрузки после огневого воздействия возникает при повторных подземных толчках (афтершоках). В этом случае основной толчок является причиной возникновения пожара, а по прошествии некоторого времени действия огня возникает повторный толчок.
Помимо этого, здания и сооружения, находящиеся в сейсмически опасных районах, часто бывают повреждены пожаром. Тогда появляется необходимость определения сейсмостойкости конструкций и потребности в их усилении при опасности последующего возможного землетрясения. Основная опасность действия сейсмических нагрузок после пожара связана с ухудшением механических свойств бетона и арматуры и параметров сейсмостойкости объекта.
Степень разработанности темы исследования. Основой при изучении сейсмостойкости железобетонных конструкций после пожара являются отечественные и зарубежные исследования отдельных аспектов проблемы: динамики (Колчунов В.И., Расторгуев Б.С., Тамразян А. Г., Трекин Н. Н., Тонких Г.П. и др.) и сейсмостойкости железобетонных конструкций (Айзенберг Я.М., Ашкинадзе Г. Н., Жарницкий В.И., Кабанцев О.В., Курнавина С. О, Мкртычев О. В. и др.), огнестойкости железобетонных конструкций ( Милованов А.Ф., Ройтман В.М., Тамразян А.Г., Федоров В.С. и др.).
Достаточно много исследований посвящено проблеме возникновения пожаров после землетрясений: Айзенберг Я. М., Баласян С. Ю., Маджидов И. У., Тамразян А. Г., Bhargava P., Ervine A., Kamath P., Sharma U. и др.
Сейсмические характеристики железобетонных конструкций после пожара исследованы в работах: Мкртычева О. В., Сидорова Д. С., Тамразяна А. Г., Demir U., Guangyong W., Park S. H., Liu G., Xiao J. Z. и др.
Основные направления исследований, связанные с проблемой сейсмостойкости железобетонных конструкций после пожара, представляют собой экспериментальные и численные испытания либо отдельных элементов конструкций и их узлов, либо большеразмерных рам.
Научно-техническая гипотеза диссертации. Огневое воздействие, предшествующее землетрясению, приводит к деградации параметров гистерезиса сжатых железобетонных элементов, а также пластичности, характеристик демпфирования и, как следствие, к снижению сейсмостойкости каркаса.
Цель работы: оценка параметров сейсмостойкости сжатых железобетонных элементов после огневого воздействия: несущая способность, гистерезис, жесткость, пластичность, свойства демпфирования, механизм разрушения.
Задачи исследования:
- Анализ существующих методик расчета и результатов экспериментальных исследований железобетонных конструкций на сейсмические нагрузки после пожара. Выявление недостаточно разработанных направлений исследований.
- Установление основных закономерностей работы железобетонных колонн при малоцикловых воздействиях после пожара. Теоретическое описание выявленных закономерностей.
- Экспериментальная оценка сопротивляемости железобетонных колонн малоцикловым нагрузкам после повреждений от стандартного пожара. Оценка параметров сейсмостойкости: прочность, деформативность, деградация жесткости, свойства демпфирования и т.п.
- Численные исследования МКЭ гистерезиса железобетонных колонн, поврежденных пожаром, и железобетонных каркасов после локального пожара.
- Уточнение и дополнение теоретических и численных моделей на основе результатов эксперимента.
- Установление связи между параметрами огневого воздействия и сейсмостойкостью зданий с железобетонным каркасом.
Объектом исследования являются сжатые железобетонные элементы каркасных зданий, поврежденные в результате огневого воздействия.
Предметом исследования являются параметры сейсмостойкости сжатых железобетонных элементов с учетом повреждений, полученных в результате пожара.
Научная новизна исследования:
1) Разработана методика расчета железобетонных колонн на малоцикловые нагрузки в сечении с пластическим шарниром после огневого воздействия. Метод основан на построении гистерезисной диаграммы в осях «момент-кривизна».
2) Предложена методика, программа и получены результаты малоцикловых испытаний железобетонных колонн, подвергнутых воздействию стандартного пожара в печи.
3) Получены картины распределения температурных полей в сечениях опытных железобетонных колонн на основании теплотехнического расчета и КЭ моделирования с учетом стадии нагрева и охлаждения. Получены уточненные значения теплотехнических характеристик бетона, коррелирующие с данными стандартных огневых испытаний.
4) Проведена количественная оценка параметров гистерезиса железобетонных колонн, поврежденных стандартным пожаром: прочности, жесткости, пластичности, характеристик демпфирования, диссипации энергии и разгрузочной жесткости.
5) Определено влияние на сейсмостойкость железобетонных рам положения очага огневого воздействия и процента поврежденных пожаром конструкций. Для оценки влияния пожара на допускаемые повреждения системы вычислены значения коэффициентов дополнительных повреждений от пожара фк.
Теоретическая значимость работы:
1) Разработана методика расчета гистерезиса внецентренно сжатой железобетонной колонны, поврежденной в результате пожара. Модель применима также к изгибаемым железобетонным элементам.
2) По результатам экспериментальных исследований предложено теоретическое описание механизма тепло-влагопереноса, которое определяет распределение температурных полей по сечению элемента в начальных стадиях нагрева.
3) По результатам экспериментальных исследований представлена количественная оценка параметров сейсмостойкости железобетонных колонн в зависимости от продолжительности стандартного огневого воздействия.
4) Предложена модификация стандартной температурной кривой, которая учитывает стадию охлаждения и позволяет найти максимальную огибающую температуру по сечению железобетонного элемента.
5) По результатам численных исследований получены данные по зависимости критериев сейсмостойкости железобетонных рам от положения очага возгорания и процента повреждений.
Практическая значимость работы:
1) Предложена аналитическая методика по выполнению расчетов по определению параметров диаграммы гистерезиса внецентренно сжатых элементов после пожара.
2) Для получения истинной картины распределения максимальных температур по сечению элемента, уточнена методика теплотехнического расчета с применением стандартной температурной кривой, имеющей стадию охлаждения.
3) Приводятся анализ данных численного моделирования для определения наиболее опасного положения очага возгорания, которые обладают наибольшим влиянием на снижение параметров сейсмостойкости железобетонного каркаса.
4) Даются конструктивные рекомендации по повышению сейсмостойкости железобетонных конструкций, которые позволят обеспечить огнесохранность объектов как на стадии проектирования, так и при проведении реконструкции.
Методологическая основа и методы диссертационного исследования.
Известные методы расчета железобетонных конструкций на малоцикловые воздействия, методы теории железобетона, теории сейсмостойкости и огнестойкости.
В основе методики расчета гистерезиса внецентренно-сжатых железобетонных элементов лежит метод предельных усилий, который принят в качестве основного в отечественных нормах проектирования железобетонных конструкций.
При проведении теплотехнических расчетов используются отдельные положения теории теплопроводности и методы составления и решения дифференциальных уравнений Фурье в частных производных. Теплотехнический расчет реализован в программе SOLIDWORKS.
Для проведения численных расчетов конструкций во временной области используется теория нелинейного динамического анализа, заключающаяся в решении дифференциальных уравнений движения с применением метода конечных элементов в программном комплексе OpenSees. Основные положения, выносимые на защиту:
- Методика оценки параметров диаграммы гистерезиса внецентренно-сжатых железобетонных элементов при действии малоцикловых нагрузок после пожара.
- Результаты количественной оценки на опытных образцах зависимости параметров гистерезиса сжатых железобетонных элементов (прочность, жесткость, пластичность, разгрузочная жесткость, диссипация энергии, характеристики демпфирования) от продолжительности стандартного огневого воздействия.
- Результаты численной оценки распределения температурных полей по сечению элемента на моделях, верифицированных по результатам стандартных огневых испытаний железобетонных образцов в печи. Уточнение коэффициента теплопроводности к и удельной теплоемкости С для опытных колонн.
- Результаты численного моделирования железобетонных рамных каркасов, поврежденных локальным пожаром, с применением нелинейного динамического метода и оценка влияния на их сейсмостойкость положения очага и интенсивности огневого воздействия.
- Результаты количественной оценки коэффициентов допускаемых повреждений Ki в зависимости от предельного коэффициента пластичности при различном положении очага пожара и его интенсивности. Оценка влияния пожара на допускаемые повреждения системы путем вычисления соответствующих коэффициентов фк к параметру Ki.
Личный вклад автора в полученных научных результатах заключается в постановке задачи данного исследования, выборе объекта и предмета исследования, разработке основных положений, определяющих научную новизну и практическую значимость работы, в разработке методики расчета гистерезиса, в подготовке методики и проведении экспериментальных исследований, в обработке результатов и их анализе, разработке и проведении численных исследований, обобщения и анализа их результатов.
Степень достоверности результатов обосновывается тем, что:
- экспериментальные исследования проведены с применением стандартных методик проведения испытаний, широко представленных в технической и научной литературе, на сертифицированном и поверенном оборудовании;
- расчетная методика основана на методе предельных усилий, который составляет основу отечественных норм проектирования железобетонных конструкций;
- результаты конечно-элементного моделирования получены на лицензированном и сертифицированном программном обеспечении. Апробация работы. Основные положения диссертации докладывались и
обсуждались на международных научно-технических конференциях:
1) Конференция: «VII International Scientific Conference Integration, partnership and innovation in construction science and education (IPICSE-2020)». Место и дата проведения: Узбекистан, Ташкент, 11-14 ноября
2020. Авторы: Тамразян А. Г., Черник В. И. Тема доклада: «Equivalent viscous damping ratio for a RC column under seismic load after a fire».
2) Международные академические чтения «Безопасность строительного фонда России. Проблемы и решения». Место и дата проведения: г. Курск, 15 ноября 2020 г. Тема доклада: «Сейсмостойкость железобетонных конструкций после пожара».
3) Международная научно-техническая конференция: «Актуальные проблемы строительства и строительной индустрии». Место и дата проведения: г. Тула, 28-29 июня 2021. Авторы: Тамразян А. Г., Черник В. И. Тема доклада: «Анализ результатов экспериментального определения сейсмических характеристик железобетонных колонн после пожара».
4) XXX Российско-польско-словацкий семинар «Теоретические основы строительства» / XXX R-S-P seminar «Theoretical Foundation of Civil Engineering». Место и дата проведения: г. Москва, 3 сентября 2021. Тема доклада: «Сейсмостойкость железобетонных конструкций после пожара».
5) XIV Российская национальная конференции по сейсмостойкому строительству и сейсмическому районированию (с международным участием). Место и дата проведения: г. Сочи, 11-15 октября 2021 года. Тема доклада: «Учет последствий пожара при проектировании железобетонных зданий в сейсмоопасных районах».
6) XXV International Scientific conference on Advance in Civil Engineering Construction the formation of living environment (F0RM-2022) APRIL 2022, 2022, MOSCOW, RUSSIA. Тема доклада: «Provision the Plastic Behavior of Reinforced Concrete Columns under Fire Action».
7) Конференция XXVI International Scientific Conference «Construction the formation of living environment» FORM-2023. Место и дата проведения: г.Ташкент, 26-27 апреля 2023 года. Тема доклада: «Bilinear Model of Behavior Reinforced Concrete Column under High-intensity Lateral Loads after Fire».
В полном объеме диссертационная работа докладывалась заседании кафедры железобетонных и каменных конструкций ФГБОУ ВО «Национальный исследовательский Московский государственный строительный университет» (г. Москва, 2024 г).
Публикации. Материалы диссертации достаточно полно изложены в 11 научных публикациях, из которых 5 работы опубликованы в журналах, включенных в Перечень рецензируемых научных изданий, в которых должны быть опубликованы основные научные результаты диссертаций на соискание ученой степени кандидата наук, на соискание ученой степени доктора наук (Перечень рецензируемых научных изданий), и 3 работы опубликованы в журнале, индексируемом в международной реферативной базе Scopus. Также 3 статьи опубликованы в журналах, индексируемых в базе данных РИНЦ.
Структура и объем диссертации:
Диссертация состоит из введения, 4-х глав, общих выводов, списка литературы из 141 наименования, в том числе 63 зарубежных источника. Общий объем работы 219 страниц, в том числе 213 страниц основного текста, включающего 93 рисунка и 12 таблиц, 4 страницы приложений.
Содержание диссертации соответствует пунктам 1 и 3 паспорта научной специальности 2.1.1 - Строительные конструкции, здания и сооружения:
п. 1. Построение и развитие теории, разработка аналитических и вычислительных методов расчёта механической безопасности и огнестойкости, рационального проектирования и оптимизации конструкций и конструктивных систем зданий, и сооружений.
п. 3. Развитие теории и методов оценки напряжённого состояния, живучести, риска, надёжности, остаточного ресурса и сроков службы строительных конструкций, зданий и сооружений, в том числе при чрезвычайных ситуациях, особых и запроектных воздействиях, обоснование критериев приемлемого уровня безопасности.
Работа выполнена на кафедре «Железобетонные и каменные конструкции» ФГБОУ ВО НИУ «МГСУ» под руководством заведующего кафедрой ЖБК,
Заслуженного деятеля науки РФ, доктора технических наук, профессора, члена-корреспондента РААСН А. Г. Тамразяна.
Автор выражает глубокую признательность научному руководителю и всему коллективу кафедры «Железобетонные и каменные конструкции» за оказанную помощь в подготовке данной работы, высказанные замечания и большую поддержку.
ГЛАВА 1. АНАЛИЗ СОСТОЯНИЯ ПРОБЛЕМЫ, ОСНОВЫ СЕЙСМОСТОЙКОСТИ И ОГНЕСТОЙКОСТИ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
1.1 Последствия разрушительных землетрясений в комбинации с
огневыми воздействиями
В настоящее время тенденция к усложнению железобетонных конструктивных систем [2], продиктованная современными экономическими и социальными требованиями, приводит к необходимости повышения их безопасности и учета на стадии проектирования не только отдельных особых воздействий, но и их комбинаций [51]. К таким комбинациям можно отнести, например, проблемы сейсмостойкости или живучести зданий против прогрессирующего обрушения в условиях пожара [132], средовых воздействий при учете коррозии арматуры и бетона [41, 49], комбинация сейсмических сил и пожара [47], живучесть конструкций здания при особых воздействиях [4, 54, 62], ударных воздействиях [3, 42, 56] и иных воздействиях техногенного характера [38]. В общем виде они представляют собой проблему учета особых воздействий для систем, имеющих начальные и приобретенные повреждения [52, 61]. Расчет и проектирование конструкций при данных воздействиях относится к особому предельному состоянию [67].
Основой при изучении сейсмостойкости железобетонных конструкций после пожара являются отечественные и зарубежные исследования отдельных аспектов этой проблемы, а именно: динамики (Расторгуев Б.С. [38], Трекин Н.Н. [67], Тонких Г.П., Колчунов В.И. [16] и др.) и сейсмостойкости железобетонных конструкций (Айзенберг Я.М. [2], Кабанцев О.В. [13, 14], Жарницкий В.И. [11] и др.), огнестойкости железобетона (Милованов А.Ф. [24], Ройтман В.М. [39], Тамразян А.Г. [50, 62], Федоров В.С. [70, 71]). Достаточно много исследований посвящено проблеме возникновения пожаров после землетрясений: Айзенберг Я. М., Баласян С. Ю., Маджидов И. У., Тамразян А. Г. [47], Bhargava P., Ervine A. [89], Kamath P. [98], Sharma U. [127] и др.
Сейсмические характеристики железобетонных конструкций после пожара исследованы в работах: Мкртычева О. В., Тамразяна А. Г. [57-59], Demir U. [86], Guangyong W. [91], Park S. H. [121], Liu G. [103], Xiao J. Z. [139] и др.
Сейсмичность территории России обусловлена интенсивным геодинамическим взаимодействием нескольких крупных литосферных плит. Высокой сейсмичностью (8-10 баллов) отличается Большой Кавказ и Предкавказье, Крымский полуостров, Алтай, Саяны, Байкал, Забайкалье, Курильские острова, полуостров Камчатка и т.д (рис. 1.1). Более 2 млн. км. кв. площади РФ относятся к сейсмически опасным, что составляет более 26% всей территории страны. В сейсмоопасных районах расположено свыше 1300 городов и населенных пунктов.
Статистика пожаров на территории Российской Федерации за 2021 год [77] показывает, что в ряде регионов, находящихся в зонах с высокой сейсмической активностью, происходит наибольшее количество пожаров по стране (рис. 1.2).
В первую очередь это относится к Камчатскому, Приморскому, Хабаровскому, Забайкальскому краям; Сахалинской, Амурской, Курганской, Магаданской областям, Еврейской автономной области, республике Калмыкия и другим регионам России. В указанных регионах происходит от 400 до 1000 пожаров в расчете на 100 тыс. чел.
В случае комбинации сейсмических и огневых воздействий можно выделить два варианта их сочетания: пожар после землетрясения и землетрясение после пожара.
Первый вариант, который исследуется рядом отечественных и зарубежных авторов [47, 89, 98, 127], нередко можно встретить на практике. Известны случаи, когда обрушение конструкций происходило не в результате действия землетрясения, а в результате последующего воздействия пожара, причиной которого стало землетрясение.
Сейсмическое районирование России
а)
ОСР - 2015 - С
5 6 7 8 Э
ю
Вероятность возможного превышения интенсивности землетрясений в течении 50 пет — 1 %
Рисунок 1.1 - Карта общего сейсмического районирования территории Российской Федерации — (ЭСР-2015 (по СП 14.13330.2018)
Кол-во пожаров /100тыс.чел.
От До
б)
о,о 200,0
^^^^^^ 200,0 400,0
600,0
I 600.0 1000,0
Рисунок 1.2 - Количество пожаров в субъектах Российской Федерации в расчете
на 100 тыс. населения за 2021 год [77]
Основная опасность сейсмических нагрузок связана здесь с ухудшением физико-механических свойств железобетона после огневого воздействия [1,11, 50, 70, 93].
Исследования в этом направлении связанны в основном с определением повреждений, которые возникают в железобетонном элементе после воздействия сейсмической нагрузки, таким показателем повреждений может быть, например, угол раскрытия шарниров пластичности [72]. Далее проводится оценка деградации способности сопротивления железобетонной конструкций огневому воздействию, которая количественно измеряется в снижении предела огнестойкости. В некоторых случаях необходимо учитывать случайный характер огневых и сейсмических воздействий [29], а также принимать во внимание историю предшествующих загружений [96].
Существуют два реальных сценария возникновения землетрясений после пожара:
1) В здании, находящемся в сейсмоопасном районе, сначала возникает пожар. Далее по прошествии некоторого времени эксплуатации происходит землетрясение. Конструкции к моменту землетрясения вероятно будут усилены, при этом инженерное обоснование мероприятий по усилению необходимо производить с учетом повреждений от огня и возможных землетрясений. Кроме того, зачастую мероприятия по усилению здания, включающие инженерное обследование, противоаварийные мероприятия, разработку проекта, согласования, непосредственные работы и т.д., могут занимать от 1 года и более. В это время высока вероятность разрушительного землетрясения, воздействующего на поврежденное пожаром здание.
2) Второй возможный сценарий также довольно часто можно наблюдать на практике. Известно, что вероятность развития и распространения пожара после землетрясения резко возрастает, что связанно с повреждением систем автоматического пожаротушения, выходом из строя подземных коммуникаций, затруднением доступа пожарных бригад к месту возгорания и рядом других
факторов. Таким образом, изначально поврежденные землетрясением конструкции подвергаются воздействию огня. По прошествии непродолжительного времени на сооружение, поврежденное землетрясением и пожаром, могут воздействовать повторные толчки (афтершоки), приводящие к полному исчерпанию их несущей способности.
Основными отличиями двух рассмотренных сценариев является:
□ Механические характеристики арматуры и бетона - в первом случае частично или полностью (при усилении) восстанавливаются, во втором -не могут быть восстановлены полностью.
□ Интенсивность землетрясения [36] - в первом случае при расчетном обосновании должна использоваться интенсивность максимального расчетного землетрясения (МРЗ), во втором - меньшая интенсивность, пониженная на балл от МРЗ в соответствии с СП 14.13330.2018 «Строительство в сейсмических районах».
□ Расположение очага возгорания - в первом случае, когда необходимо назначить мероприятия по усилению, место возникновения пожара и характер повреждения конструкций известны. В то же время расчеты по второму случаю необходимо проводить на стадии проектирования, когда расположение пожара в общем случае произвольно.
Конкретных рекомендаций по учету этой комбинации воздействий в нормативной документации не содержится, ввиду малой разработанности вопроса и отсутствия наглядных инженерных методов, которые можно было бы внедрить в практику проектирования. Возникает проблема определения реальной сейсмостойкости подобных объектов [25].
1.2 Основные положения теории сейсмостойкости железобетонных
конструкций
1.2.1 Уравнения движения динамических систем
Основой при изучении теории сейсмостойкости строительных конструкций является понятие линейного осциллятора. Линейным осциллятором называется одномассовая система, соединенная с основанием линейно-упругим невесомым стержнем жесткостью к (рис. 1.3) [73].
Рассмотрим неконсервативную систему, имеющую демпфер с коэффициентом вязкого трения с.
Такая система находится под воздействием нагружения кинематического типа, которое в практике сейсмических расчетов представляют, как ускорение основания, изменяющееся по некоторому закону у0 (£) (акселерограмма).
В произвольный момент времени абсолютное перемещение массы т. можно представить как сумму переносного перемещения основания и относительного перемещения, вызванного изгибом стержня
Изгиб стержня происходит под действием силы инерции Fi = —mY и силы вязкого сопротивления Fd = —су. Уравнение (1.1) примет вид
ПО = Уо (0 + у(0-
(1.1)
Y = у0 — S (mY + су)
(1.2)
Y(t)
yo(t) У (t)
Рисунок 1.3 - Расчетная схема линейного осциллятора.
или
8тУ + 8су + У = у0, (1.3)
где 8 - перемещение массы т под действием единичной силы. Перемещение 8 обратно пропорционально жесткости стержня к.
Умножая обе части равенства на массу т и учитывая известные из динамики соотношения к = тш2 и с = т^ш получим уравнение движения линейного осциллятора в классическом виде
ту + су + ку = ту0. (1.4)
Уравнение движение линейного осциллятора и методы его решения достаточно важны для динамики и, в частности, для сейсмостойкости сооружений, поскольку к уравнению вида (1.4) может быть приведено уравнение движения линейной системы с любым конечным числом степеней свободы.
Похожие диссертационные работы по специальности «Другие cпециальности», 00.00.00 шифр ВАК
Верификация расчетных моделей железобетонных зданий, проектируемых для сейсмических районов2022 год, кандидат наук Андреев Михаил Иванович
Конструктивная безопасность монолитных высотных зданий с переходными этажами при аварийных воздействиях2014 год, кандидат наук Мехрализадех, Алиреза
Повышение сейсмостойкости каркасных зданий с помощью энергопоглотителей торсионного типа1998 год, кандидат технических наук Захаров, Эдуард Григорьевич
Прочность и деформативность железобетонных конструкций, поврежденных пожаром1999 год, кандидат технических наук Кузнецова, Ирина Сергеевна
Оценка сейсмостойкости зданий с рамным каркасом на основе вероятностного нелинейного динамического анализа2021 год, кандидат наук Булушев Сергей Валерьевич
Список литературы диссертационного исследования кандидат наук Черник Владимир Игоревич, 2024 год
/ 0
J ' o-i LS CP
/
/
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 Относительные деформации еь • 10 4, МПа а)
Це=5,76
цв=7,77
0
О 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4 4,5 5 5,5 6 6,5 7 Относительные деформации ЕЬДг • 10 4, МПа
б)
Рисунок 4.17 - Диаграммы деформирования неограниченного а) и ограниченного б) бетона и уровни допускаемых повреждений при соответствующих
коэффициентах пластичности
□ обычный (неограниченный) бетон: Rb=14,5 МПа, Eb=9667 МПа, Еь '=7037МПа, Sbi=0,0015, Sb2=0,0035;
□ ограниченный бетон: Rb,tr=18,91 МПа, Eb,tr'=3933 МПа, Sb3,tr=0,00504;
□ арматура: Rs=435МПа, Es=200000МПа, Sbo=0,002175, Sb2=0,025.
В расчетном комплексе механические характеристики бетона и арматуры моделируются с помощью материала Hysteretic. Помимо указанных выше механических и деформационных параметров для определения моделей бетона задаются: коэффициенты Ps=0,7 и pa=0,8 для учета pinching-эффекта; коэффициент ß=0,375, который характеризует снижение начальной жесткости при увеличении доли пластических деформаций; коэффициент малоцикловой деградации жесткости Д=0,08.
Механические характеристики арматуры и бетона в пределах каждого слоя постоянны и корректируются в зависимости от максимальной температуры прогрева данного слоя путем введения коэффициентов ybt(st), ßb(s) и Ob.
4.3.2 Теплотехнический расчет элементов каркаса после воздействия
стандартного пожара
Предварительно проводится теплотехнический расчет с целью получения температурных полей в сечениях элементов рамы после воздействия стандартного пожара продолжительностью 120 мин. Моделирование выполняется в ПК SOLIDWORKS.
Расчет проводился в трех вариантах: воздействие пожара на колонну 400х400мм с четырех сторон (средние колонны), на колонну 400х400мм с трех сторон (крайние колонны) и на ригель 300х600мм с трех сторон. В качестве расчетной схемы выступают участки элементов длиной 1 м.
Методика, параметры расчета и типы конечных элементов в целом соответствуют указанным в пункте 4.1 диссертации. В данном разделе описываются только специфические параметры расчета.
Для бетона принимались теплотехнические характеристики, указанные в нормах СП 468.1325800.2019 для тяжелого бетона на карбонатном заполнителе:
□ коэффициент теплопроводности, Вт/(моС)
Х = 1,14 - 0,00055Т. (4.27)
□ удельная теплоемкость, кДж/(кгоС)
С = 0,71 + 0,00083Т (4.28)
Начальная температура наружного воздуха принята равной Т0=20 оС.
Температурное воздействие принято по стандартной температурной кривой ГОСТ 30247.0-94 (180-834). Помимо стадии нагрева анализ изменения температурных полей продолжается и в стадии охлаждения вплоть до достижения состояния температурного равновесия. Считается, что охлаждение до начальной температуры происходит за 1 час. Температурная кривая дана на рис. 4.18.
По результатам расчета получены температурные поля в сечениях элементов рис. 4.19. Максимальная температура на поверхности образцов к концу стадии нагрева составила 1056 оС.
Далее производилась разбивка сечений на отдельные слои, для которых находилась максимальная температура нагрева с учетом стадии охлаждения.
1 100.00 1 000.00 - 900.00
£о
<1 800.00 I
& 700.00
I
\I 600.00 &
| 500.00
О.
е-
| 400.00
£ ф
I 300.00
0
1 200.00 100.00
0.00 — 0.0(Н»
_______^
/
/
Стадия: нагрева Стадия охлажден /\я
1
\
V
X.
3.60-лз
7.2&ИВ 1 08*м
Вр&™ [зес)
1 44ЧИ
1.80Л4
Рисунок 4.18 - Стандартная температурная кривая с учетом стадии охлаждения
Имя модели: FrameBeamColumn ^^ Название-исследования: Теплотехнический расчет(-По умолчанию-)
Тип эпюры: Термическая Термический2 " " ^
Временной шаг: 120 время: 7 200 Секунды IZ3 Шаг эпюры: 120 |ТГ|
Рисунок 4.19 - Распределение температурных полей по сечениям элементов к
концу стадии нагрева 4.3.3 Методика выполнения численного анализа
Нелинейный анализ железобетонных рам состоит из нескольких последовательных стадий.
Вначале выполняется нелинейный статический расчет рамы на постоянные и временные нагрузки, приложенные к перекрытиям. Закон приложения нагрузок-линейный статический. Количество шагов нагружения 100. Алгоритм решения соответствует методу Ньютона, интегрирование осуществляется с контролем по силе. Далее выполняется определение форм и частот собственных колебаний рамы - модальный анализ [21]. Анализ выполняется с учетом деформаций, полученных из статического расчета. Число учитываемых форм колебаний 5.
По полученным параметрам для первой формы колебаний находится коэффициент демпфирования системы при параметре затухания (в долях от критического) равном 0,05, который далее используется при выполнении динамического анализа.
Нелинейный динамический расчет выполняется во временной области на заданную акселерограмму движения грунта. Шаг интегрирования по времени принят равным 0,01 с, общее количество шагов равно 2054. В расчете учитывается начальное напряженно-деформированное состояние системы, полученное по результатам статического анализа.
4.3.4 Модальный анализ железобетонных рам при огневом воздействии
По результатам модального анализа определены пять первых форм колебаний железобетонных рам при различном положении и интенсивности огневого воздействия. Для контрольной рамы формы колебаний приведены на рис. 4.20. Все моды являются изгибными.
Период первой формы колебаний не превышает 2с. По классификации, приведенной в [107] систему можно отнести к раме средней гибкости. В таблице 4.5 приведены периоды и частоты колебаний для всех пяти рассматриваемых рам. Таблица 4.5 - Результаты модального анализа_
Параметр Номер моды Марка рамы
РОТ FF.1 FF.2 FF.3 FF.4
Период Т, с 1 1,595 1,671 1,649 1,773 1,706
2 0,486 0,505 0,499 0,524 0,510
3 0,253 0,260 0,259 0,266 0,265
4 0,156 0,160 0,158 0,164 0,160
5 0,113 0,114 0,116 0,112 0,119
Частота/, Гц 1 0,627 0,598 0,607 0,564 0,586
2 2,057 1,981 2,001 1,910 1,960
3 3,961 3,847 3,857 3,758 3,769
4 6,405 6,245 6,321 6,108 6,243
5 8,907 8,785 8,647 8,674 8,399
Мода 1
Мода 2
Т=1,595 с;7=0,627 Гц Мода 3
Т=0,486 с;7=2,057 Гц Мода 4
Т=0,253 с;7=3,961 Гц
Т=0,156 с;7=6,405 Гц
Мода 5
Т=0,113 с;7=8,907 Гц Рисунок 4.20 - Формы колебаний железобетонной рамы FNF
При возникновении пожара в крайней ячейке первого этажа (рама FF.1) наблюдается повышение периодов колебаний, что свидетельствует об увеличении гибкости системы. Наибольшие периоды получены для рамы, пожар в которой возник во всех ячейках первого этажа (FF.3).
Периоды колебаний рам, пожар в которых произошел на третьем этаже, также увеличились, однако, менее интенсивно, чем при пожаре на первом этаже. Степень повреждения конструкций также оказывает влияние на величину периода собственных колебаний.
Наибольшее влияние пожар оказывает на частоту первой формы колебаний. Для следующих мод начиная с третей изменение периодов и частот не столь значительно.
4.3.5 Нелинейный-динамический анализ рам
Проведен нелинейный динамический анализ пяти железобетонных рам с различным положением очагов возникновения пожара и его интенсивностью. Получены перемещения и усилия в элементах рамы, схемы их разрушения.
На рис. 4.21 приведены деформированные схемы двух железобетонных рам (FNF и FF.3) в момент времени соответствующему пиковым перемещениям.
Рисунок 4.21 - Деформированная схема железобетонных рам
-200
Время, с
-200
Время, с
Рисунок 4.22 - Амплитуды перемещений плиты покрытия Пожар во всех ячейках первого этажа существенно сказался на жесткости рамы, перемещение ригелей покрытия увеличилось на 33%.
Причем перемещения ригелей перекрытия первого этажа для поврежденной рамы оказалось более чем в 3 раза выше, чем для контрольной. Это говорит о недопустимом возрастании междуэтажного сдвига в пределах одного этажа.
Подробное сравнение перемещений в уровне плиты покрытия для всех рам дано на рис. 4.22. Во всех случаях максимальные перемещения поврежденных пожаром рам оказываются выше, чем для контрольной рамы. Увеличение перемещений минимально для рам, поврежденных пожаром только в одной ячейке.
Причем на отдельных циклах амплитуды перемещений для контрольной рамы оказались даже больше. Пожар на первом этаже имеет большее влияние на перемещения, чем пожар на третьем этаже.
Существенное влияние оказывает также степень повреждения каркаса. При пожаре в трех ячейках как на первом, так и на третьем этаже наблюдается резкое увеличение перемещений. Наибольший рост максимальных смещений наблюдается на поздних циклах при затухании колебаний. Изменения наблюдаются также в характере деформирования. Для рам FNF, FF.1 и FF.2 цикл колебаний является практически симметричным на всем диапазоне нагружения.
Для рам FF.3 и FF.4 имеет место асимметрия колебаний, когда каркас смещается больше в одну из сторон.
Это говорит о накоплении больших остаточных деформаций. Причем амплитуда перемещений на цикле, в отличие от абсолютных значений смещений плиты покрытия, изменяется незначительно при увеличении степени повреждения рамы.
Как видно из гистограммы на рис. 4.23 у поврежденных пожаром рам возрастают перекосы междуэтажных ячеек. Причем наибольшие перекосы наблюдаются для этажа, на котором возник пожар, в то время как перекосы на верхних этажах могут даже снижаться, например, рамы FF.1 и FF.3.
Наблюдается резкий рост перемещений на уровне этажа, конструкции которого ослаблены воздействием пожара, что объясняется меньшей жесткостью этого этажа.
О 10 20 30 40 50 60 Междуэтажный перекос, мм яЯЯЛ иРР.2 иРОТ
Рисунок 4.23 - Междуэтажные перекосы железобетонных рам
0 10 20 30 40 50 60 Междуэтажный перекос, мм
Увеличение сдвигов междуэтажных ячеек может привести к нарушению целостности ненесущих элементов каркаса - стеновых заполнений и перегородок [10]. Об увеличении гибкости рам после пожара говорит снижение суммарной горизонтальной реакции в уровне их основания (рис. 4.24), которое наибольшим образом проявляется при возникновении пожара на первом этаже рамы. Снижение максимальной горизонтальной реакции для рамы FF.3 составляет 33%. Кроме того, на поздних циклах наблюдается запаздывание отклика поврежденных рам, которое проявляется в смещении максимумов гистограммы по временной оси.
250
В! Я Я Л
Я
¡в
¡3 В! & а
2 *
и
3 я
а и
я §
§ и
200
150
100
50
300
К
«
а
л п я
И
Н и
л я £ в*
в а
я 2 юо
Я &
&
250
200
150
я §
§ и
50
10
15
20
25
Время, с
10
15
20
25
Время, с
Рисунок 4.24 - Суммарные горизонтальные реакции в уровне основания рам
(значения взяты по модулю)
0
5
0
5
Пожар на третьем этаже сказывается на величине горизонтальной реакции значительно меньше. Для некоторых циклов, в том числе на цикле, соответствующему максимальной реакции, горизонтальная сила в основании поврежденных рам оказывается даже незначительно выше, чем для контрольной рамы.
На рис. 4.25 приведены эпюры изгибающих моментов для рам FNF и FF.3 в момент времени соответствующий пиковому смещению. Наибольшие изгибающие моменты возникают на участках колонн и балок, примыкающих к узлам рамы.
Значения изгибающих моментов в балках говорят о достижении в крайних сечениях предельной несущей способности, то есть на участках образовываются пластические шарниры. Причем образование пластических шарниров в балках наблюдается как для контрольной рамы, так и для рамы FF.3.
В результате повреждений, вызванных пожаром на первом этаже, происходит дополнительное увеличение изгибающих моментов в колоннах и балках железобетонного каркаса, воздействие пожара на которые не оказывалось. Таким образом, при обеспечении резервов несущей способности элементов рамы наблюдается процесс приспособляемости рамы, поврежденной локальным пожаром, к внешнему воздействию.
Для балок первого этажа рамы FF.3 происходит выравнивание изгибающих моментов. При этом несущая способность перекрытия в целом сохраняется.
На рис. 4.26 даны схемы образования пластических шарниров в железобетонных рамах. Шарниры сгруппированы в зависимости от уровней повреждений достигнутых неограниченным или ограниченным бетоном в сечении. Приняты следующие уровни повреждений: незначительные повреждения (01), умеренные повреждения (ЬБ), тяжелые повреждения (CP), полное разрушение (О. Коэффициенты пластичности и относительные деформации, соответствующие данным уровням повреждений даны на рис. 4.17.
РОТ
FF.3
Рисунок 4.25 - Эпюры изгибающих моментов железобетонных рам в момент времени, соответствующий наибольшему горизонтальному смещению
Рисунок 4.26 - Схемы разрушения железобетонных рам, уровни повреждений в
пластических шарнирах
Образование пластических шарниров в контрольной раме FNF происходит в соответствии с классической концепцией «сильная колонна/слабая балка», то есть зоны пластических деформаций сконцентрированы в крайних сечениях балок, колонны при этом работают в упругой области. Таким образом не нарушается геометрическая неизменяемость каркаса в целом. Уровень повреждений при этом не превышает LS.
Для поврежденных пожаром рам фиксируется образование пластических шарниров в колоннах. В случае с рамой FF.1 в пластическую стадию работы переходят только колонны, находящиеся в поврежденной ячейке и одна соседняя колонна. В данном случае последствия возгорания оказываются локализованы. Однако, элементы в поврежденной ячейке переходят в стадию полного разрушения - Collapse. Большие повреждения получают также и шарниры в неповрежденных балках (уровень CP).
Для рамы FF.2 наблюдается включение в пластическую работу колонн, находящихся вне зоны огневого воздействия. Здесь проявляется адаптация конструктивной системы к внешнему воздействию. Причем для рамы FF.2 уровни повреждений во всех элементах находятся в допустимых приделах, и геометрическая неизменяемость системы не нарушается.
Наибольшие повреждения зафиксированы в раме FF.3. Пожар во всех ячейках первого этажа приводит к увеличению горизонтальных деформаций. Причем значительные уровни повреждений зафиксированы для всех элементов, подвергнутых огневому воздействию, а также для большинства балок.
При пожаре на третьем этаже во всех ячейках (рама FF.4) происходит более эффективное перераспределение усилий. Во всех колоннах, в том числе подвергнутых пожару, уровень повреждений не превышает допустимый (CP). Тем не менее, балки в очаге возгорания переходят в состояние полного разрушения.
4.3.6 Оценка значений коэффициента допускаемых повреждений Ki для железобетонного каркаса с учетом повреждений от огневого воздействия
Учет возникновения пластических деформаций в конструкциях здания, сопротивляющегося сейсмическому воздействию, может быть выполнен двумя способами. Первый вариант - это непосредственный учет нелинейности при назначении механических характеристик, второй - введение коэффициента допускаемых повреждений Ki. Второй вариант особенно актуален при расчете конструкций спектральным методом в частотной области, который составляет основу отечественных (СП 14.33330.) и многих зарубежных (например, Eurocode-8) норм проектирования сейсмостойких зданий. Коэффициент Ki назначается исходя из уровня допустимых повреждений, который конструкции здания могут приобрести в процессе деформирования.
По своей сути коэффициент Ki является характеристикой предельного состояния конструкции. Существует ряд критериев, на основании которых может быть назначен коэффициент Ki, что отражено, например, в работах Рутмана Ю. Л. [40], Симборта Э. [44], Кабанцева О. В. [14], Мкртычева О. В. [30].
Как отмечалось ранее в главе 3 за основной критерий сейсмостойкости (предельного состояния) железобетонных колонн можно принять коэффициент пластичности Используя такой деформационный критерий, коэффициент допускаемых повреждений можно определить с учетом формулы (1.16)
Анализируя схемы разрушений, приведенные на рис. 4.26, можно сделать вывод, что все конструкции здания обладают разной предельной пластичностью.
Таким образом применение значений коэффициента Ki, указанных в нормах, не позволит оценить фактический резерв пластической работы здания, после локального пожара. Колонны должны обладать меньшей допускаемой пластичностью для предотвращения развития в них пластических шарниров и перехода системы в геометрически изменяемое состояние. В то время как для балок образование пластических шарниров является допустимым в рамках принятого порога повреждений.
Типы КОНСТРУКЦИИ ПО ДОПУСТИМОЕ
предельной пластичности:
- - Тип 1 < 1,75)
--Тип 2 < 5,76)
а) б)
Рисунок 4.27 - Предельно допустимые коэффициенты пластичности на примере
рамы FF.2: а) классификация элементов по значениям коэффициента пластичности; б) зависимость коэффициента К] от коэффициента пластичности
Для поврежденных пожаром колонн резерв пластической работы снижается, однако возникновение в поврежденных колоннах пластических шарниров в ряде случаев оказывается допустимым, например, если пожар воздействовал локально только на одну ячейку каркаса.
Помимо этого, как видно из схем на рис. 4.26 для рам, поврежденных пожаром, развитие пластических деформаций в колоннах, которые примыкают к поврежденным ячейкам, благоприятно способствует перераспределению усилий в системе.
Например, рама FF.2, даже при возникновении пластических шарниров в колонне, сохраняет общую геометрическую неизменяемость, а уровень повреждений во всех шарнирах остается в допустимых пределах (стадия СР).
Указанные обстоятельства обосновывают применение
дифференцированного коэффициента допускаемых повреждений К], для разных конструктивных элементов, как это, например, было предложено в работе [13]. На рис. 4.27.а представлена классификация элементов каркаса по предельной
пластичности на примере рамы FF.2 и значения дифференцированных коэффициентов K¡ при заданных уровнях допустимых повреждений. Приняты следующие типы элементов:
□ тип 1 - неповрежденные пожаром колонны, которые не примыкают к очагу возгорания: < 1,75;
□ тип 2 - неповрежденные пожаром колонны, которые примыкают к очагу возгорания, при условии обеспечения геометрической неизменяемости системы: < 5,76;
□ тип 3 - поврежденные пожаром колонны, при условии обеспечения геометрической неизменяемости системы: < 5;
□ тип 4 - неповрежденные пожаром балки: ^8 < 4;
□ тип 5 - поврежденные пожаром балки: ^8 < 5.
Однако, стоит отметить, что согласно действующим нормам проектирования зданий в сейсмоопасных районах СП 14.13330, коэффициент допускаемых повреждений К назначается одинаковым для всех несущих элементов системы. Таким образом, для соответствия нормативной методике требуется оценить значение единого (интегрального) коэффициента Ki и влияние
на его значение различного положения и интенсивности огневого воздействия.
1,00
'= 0,50 2 S
2 0,40
х 0,20
© 0,10 0,00
0,00
1,20
а)
0,20 0,40 0,60 0,80 1,00 Относительное смещение А/Аср,о б)
Рисунок 4.28 - Кривые несущей способности по результатам численного расчета в ПК OpenSEES: а) правило билинейной аппроксимации кривой несущей способности; б) кривые несущей способности в относительных единицах.
Для определения фактического уровня резервов пластичности системы при заданном уровне допустимых повреждений может быть применен нелинейный статический метод, например, по Соснину А. В. [46].
Метод основан на построении кривой несущей способности системы в осях «горизонтальная сила - смещение плиты покрытия» при квазистатическом боковом нагружении с выявлением зон образования пластических шарниров. Кривая несущей способности строится, обычно, путем численного моделирования с учетом пространственной схемы здания, геометрической и физической нелинейности. После построения кривой оценивается фактическое значение коэффициента пластичности системы цtot
A LS
ц tot =~A , (4.29)
A y
где ALS - предельная деформация здания соответствующая выбранному уровню допустимых повреждений. В данном случае принимается уровень Life Safety (LS); A y - условная деформация, соответствующая переходу на упругопластический
участок билинейной диаграммы (см. рис. 4.28.а).
Далее определяется коэффициент редукции системы R, который равен обратному значению коэффициента Ki. В данном случае воспользуемся деформационным критерием Н. Ньюмарка [35], согласно которому коэффициент редукции зависит от периода низшего тона колебаний системы T и коэффициента пластичности цо
1, при T1 < 0,1 c
-V2цtot -1, при 0,1 < Ti < 0,5 c. (4.30)
цtot, при T1 > 0,5 c
Кривые несущей способности для рассматриваемых рам, построенные по результатам численного нелинейного статического анализа, даны на рис. 4.28.б. Горизонтальный отпор H и смещение А нормируются на предельные величины отпора и смещения Hls,o и А ls,o, полученные при расчете контрольной рамы, для уровня повреждений LS.
R = ±
K1
Во всех случаях огневое воздействие приводит к уменьшению предельной горизонтальной реакции и деформации каркаса. Наибольшее снижение несущей способности и пластичности наблюдалось для рамы FF.3. Наименьшее влияние локальный пожар оказал на кривую несущей способности для рамы FF.2.
Предельная пластичность рам FF.2 и FF.4 снизилась незначительно, что говорит о высоком резерве пластичности системы при возникновении локального пожара на средних этажах. Однако, снижение несущей способности для данных рам оказалось более ощутимым.
В таблице 4.6 приводятся результаты расчета коэффициентов допускаемых повреждений К1 для железобетонных рам в зависимости от положения огневого воздействия. Оценка коэффициентов К1 выполнена с использованием двух критериев по формуле (4.31) при Я=(2ц0г1)1/2 и Я=цш. Во втором случае получены меньшие значения коэффициентов К1, то есть допускается больший уровень пластичности. При оценке по первому выражению значения полученных коэффициентов оказались достаточно близки к нормативным значениям (К1=0,35). С учетом того, что после пожара пластичность поврежденных конструкций уменьшается рекомендуется оценивать коэффициент К1 исходя из первого условия.
Таблица 4.6 - Результаты вычислений коэффициента К1 для железобетонных рам
Рама Период Т1, с Нср, кН HLS, кН Аср, мм ALS, мм Ау, мм Я по (4.31) К1 фк
FNF 1,595 162,2 158,9 303 255 44 5,923 3,293 5,923 0,304 0,169 1
FF.1 1,671 135,3 131,6 291 245 48 5,087 3,029 5,087 0,330 0,197 1,09 1,17
FF.2 1,649 153,6 149,9 302 252 48 5,185 3,061 5,185 0,327 0,193 1,08 1,14
FF.3 1,773 90,7 88,4 224 186 42 4,444 2,809 4,444 0,356 0,225 1,17 1,33
FF.4 1,706 136,4 129,9 302 251 50 5,064 3,021 5,064 0,331 0,197 1,09 1,17
Примечание: Значения над чертой даны с учетом формулы (4.31) при ^=(2цо-1)1/2, а значения под чертой при Я=цш.
Влияние огневого воздействия на коэффициент допускаемых повреждений железобетонного каркаса оценивается с помощью коэффициента фк -коэффициент дополнительных повреждений после пожара
Наибольшее значение коэффициента фк получено для рамы FF.3 при воздействии пожара на все три ячейки первого этажа. Наименьшее влияние на допускаемые повреждения каркаса оказал пожар в крайней ячейке третьего этажа (рама FF.2). Стоит отметить, что коэффициент фк существенно зависит от критерия оценки коэффициента редукции.
При проведении расчета железобетонного каркаса на стадии проектирования с помощью линейно-спектрального метода учет повреждений от возможного пожара в стадии эксплуатации рекомендуется выполнять по наихудшему из полученных вариантов - пожар на первом этаже во всех ячейках (рама FF.3). Следует учитывать при этом реальные сценарии возникновения пожара в здании, например, наличие в уровне одного этажа нескольких пожарных отсеков, рассматривать динамическую природу пожара [101] и пространственное распределение температурных полей [136]. В таком случае повреждения получат только часть конструкций, и общая пластичность здания снизится в меньшей степени.
С учетом выше сказанного в зависимости от процента поврежденных вертикальных несущих конструкций (колонн) рекомендуется применять следующие коэффициенты фк: при повреждении пожаром всех конструкций в уровне первого этажа - фк=1,17; при повреждении 50% конструкций фк=1,09. При этом процент поврежденных конструкций принимается по размеру пожарного отсека. На значения фк необходимо умножать коэффициент к] для неповрежденной пожаром рамы.
к
(4.31)
где к] - коэффициент допускаемых повреждений после огневого воздействия.
При данных значениях параметра фк следует принимать коэффициент допускаемых повреждений к1 в диапазоне от 0,39 до 0,42 при соответствующем проценте поврежденных вертикальных конструкций первого этажа (от 50% до 100%). При проценте поврежденных конструкций менее 50% рекомендуется коэффициент к1 принимать не менее 0,39. Здесь за базовый коэффициент принято значение к?=0,35, указанное в табл. 5.2 СП 14.13330.2018 для железобетонных каркасов без вертикальных диафрагм или связей.
4.3.7 Рекомендации по повышению сейсмостойкости зданий с
железобетонным каркасом
Вопрос повышения сейсмостойкости зданий с железобетонным каркасом является комплексным и включает в себя два основных направления: повышение сейсмостойкости отдельных элементов (балок и колонн) и повышение сейсмостойкости каркаса в целом.
Повышения сейсмостойкости отдельных элементов можно достигнуть путем увеличения не только их несущей способности, но и пластичности. В таком случае при достижении предельного усилия в элементах наступит пластическая стадия работы, при этом обрушения элемента не произойдет.
Увеличение предельной пластичности и прочности приопорных участков элементов каркаса должно достигаться, прежде всего, с помощью установки густого поперечного армирования, которое решает две важные задачи: собственно, увеличение пластичности за счет ограничения деформаций сжатого бетона, а также обеспечение устойчивости сжатой арматуры.
Согласно проведенным в рамках данной работы экспериментальным исследованиям железобетонных колонн, наблюдается увеличение зон пластического деформирования на длину до трех высот наибольшего размера сечения (3^. При этом по действующим нормам проектирования конструкций в сейсмоопасных районах СП 14.13330.2018, длина элемента, на котором установлены поперечные хомуты не должна быть менее 2^ Рекомендуется
увеличить это значение для колонн, которые потенциально могут быть подвергнуты огневому воздействию до 3^
Снижение несущей способности балок и колонн, поврежденных пожаром, связанно не только с уменьшением прочности бетона, но и со снижением жесткости поперечных хомутов, которые располагаются достаточно близко к прогреваемым граням сечения. Это в свою очередь приводит к уменьшению роли косвенного армирования в удержании бетонного ядра.
В связи с этим можно порекомендовать более рациональные схемы постановки поперечных хомутов и продольного армирования, например, помимо установки хомутов вдоль наружных граней, возможна установка дополнительных хомутов, обвязывающих продольные стержни, находящиеся не в углах, а по середине граней колонны. Кроме того, перспективным в данном случае видится применение сварных сеток, когда косвенное армирование расположено более равномерно по сечению элемента. По этой же причине, перспективным выглядит применение прокатных стальных профилей в качестве жесткого армирования для железобетонных элементов. Влияние высокотемпературного нагрева на профиль оказывается ограниченным, ввиду наличия большего защитного слоя бетона, чем у гибкой арматуры.
Повышение сейсмостойкости железобетонного каркаса в целом может быть достигнуто путем резервирования несущей способности элементов. В таком случае локальный пожар в каком-либо отсеке здания будет приводить к перераспределению усилий с поврежденных элементов на элементы, не затронутые огневым воздействием. Резервирование несущей способности позволит повысить приспособляемость здания при возникновении землетрясения.
При этом, очевидно, пожар должен быть ограничен в некоторой локальной части здания - пожарном отсеке. При проектировании рекомендуется дополнительно учитывать правило, при котором размер пожарного отсека назначается из условия попадания в него не более 50% вертикальных несущих конструкций. При значительной площади этажей в здании процент конструкций должен быть уменьшен.
4.4 Выводы по главе 4
1. Выполнена численная оценка распределения температурных полей по сечению на моделях, верифицированных по результатам стандартных огневых испытаний железобетонных образцов. Корреляции с экспериментальными данными удается достигнуть при использовании уточненных значений X и С, которые для образца CF.2.1 больше в 7,14 и 6,67 раза; для CF.3.1 в 4,35 и 3,45 раза. Для CF .1.1 С меньше в 1,25 раза, X больше в 1,9 раза.
2. Результаты расчетов показывают снижение параметров сейсмостойкости колонн в результате воздействия пожара. Величина предельного момента по сравнению с контрольной колонной уменьшилась на 7,5%; 29,1% и 30,5%. Кривизна для колонны после 15-минутного стандартного пожара в 1,73 раза меньше, чем у контрольной колонны, а после 30 и 45-минутного пожара почти в 1,83 раза меньше. Жесткость при разгрузке для всех колонн оказалась не более чем на 15% меньше начальной эффективной жесткости.
3. Проведено исследование чувствительности критериев оценки сейсмостойкости железобетонных конструкций к различному положению огневого воздействия на примере трехпролетного пятиэтажного железобетонного каркаса: огневое воздействие снизило жесткость рам в горизонтальном направлении, значительно увеличиваются междуэтажные сдвиги в пределах поврежденных пожаром этажей, усилия в элементах рамы, подвергнутой воздействию пожара, под действием сейсмических сил перераспределяются; огневое воздействие оказывает влияние на схему разрушения каркаса.
4. Проведена оценка значений коэффициента учета дополнительных повреждений от пожара фк путем анализа полученных по результатам численного расчета кривых несущей способности. Данные коэффициенты получены из рассмотрения наиболее неблагоприятного места возникновения пожара - на 1 -ом этаже здания. В зависимости от процента поврежденных конструкций получены значения: 50% и менее - фк=1,09; 100% - фк=1,17.
ЗАКЛЮЧЕНИЕ
На основании проведенных экспериментальных и теоретических исследований параметров сейсмостойкости сжатых железобетонных элементов каркасных зданий после пожара, можно сделать следующие выводы:
1. На основании проведенных огневых испытаний получено распределение температурных полей в сечениях элементов. При чем для центральных областей сечения наибольшие температуры получены уже после нагрева - в стадии охлаждения печи температура может возрастать до 222%. В связи с этим, при расчете огнестойкости колонн необходимо использовать огибающие температурных полей с максимальными температурами прогрева в каждой точке.
2. По результатам численного моделирования детально уточнено распределение температурных полей по сечениям опытных образцов. В процессе расчета уточнены теплотехнические характеристики бетона для всех образцов из условия корреляции закона изменения экспериментальных и теоретических температур в местах установки термопар. Получены огибающие температурных полей с учетом набольших температур достигнутых в каждой зоне сечения, что позволяет более точно учитывать деградацию механических характеристик арматуры и бетона после пожара.
3. На основании проведенных малоцикловых испытаний железобетонных колонн получены диаграммы гистерезиса в осях «сила - перемещение». Проведена количественная оценка зависимости параметров гистерезиса сжатых железобетонных элементов от продолжительности стандартного огневого воздействия. Получено снижение оцениваемых параметров сейсмостойкости при увеличении продолжительности стандартного огневого воздействия.
4. Проведена верификация предлагаемой методики расчета путем сопоставления результатов испытаний и расчета для опытных железобетонных колонн при малоцикловых нагрузках после пожара. Сопоставление проводилось по следующим критериям: предельная горизонтальная реакция и предельная
пластичность. На основании результатов расчета можно сделать вывод, что предлагаемая методика позволяет проводить оценку несущей способности и пластичности железобетонных колонн с запасом в меньшую сторону. Погрешность составляет: по предельной нагрузке не более 26%, по предельной пластичности не более 20%.
5. На основании проведенного численного моделирования железобетонных рам после воздействия пожара выявлено, что наиболее опасным сценарием является возникновение пожара на первом этаже здания. Также существенным оказывается количество поврежденных вертикальных несущих элементов. На стадии проектирования здания, находящегося в сейсмоопасном районе, рекомендуется повышать огнестойкость вертикальных несущих конструкций нижних этажей, а также разделять отдельные группы конструкций в пределах этажа противопожарными преградами.
6. На основании анализа кривых несущей способности, полученных по результатам численного расчета, рекомендуется на стадии проектирования зданий в сейсмоопасных районах ограничивать предельные деформации элементов каркаса. При проведении расчетов по действующим нормам СП 14.13330. необходимо снижать уровень допускаемых повреждений конструкций путем введения к коэффициенту К1 дополнительного параметра фк, который учитывает дополнительные повреждения от пожара. При чем параметр фк должен назначаться из рассмотрения наихудшего из возможных сценариев возникновения пожара на данном объекте. В зависимости от процента поврежденных вертикальных конструкций 1-го этажа рекомендуются следующие значения параметра: 50% и менее - фк=1,09; 100% - фк=1,17.
Рекомендации и перспективы дальнейшей разработки темы
Для обеспечения сейсмостойкости железобетонных зданий после пожара рекомендованы дальнейшие исследования:
1) Уточнение точности, предложенной в настоящем исследовании расчетной методики, на железобетонных каркасах в пространственной постановке, каркасах имеющих нерегулярную форму в плане и по высоте, зданиях с подземными этажами и т. д.
2) Развитие методик расчета железобетонных пилонов и стен на малоцикловые воздействия после пожара, которые могут быть применены в рамках отечественных норм проектирования.
3) Развитие методик по учету одновременного действия пожара и землетрясения на сооружение. Например, когда в результате землетрясения возникает пожар, а после следуют повторные толчки (афтершоки).
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Аветисян Л.А., Гомырина Д.О. Податливость стыковых соединений при высокотемпературных воздействиях // Строительство и реконструкция. -2019, №2 (82), С. 3-10.
2. Айзенберг Я.М., Кодыш Э.Н., Никитин И.К., Смирнов В.И., Трекин Н.Н. Сейсмостойкие многоэтажные здания с железобетонным каркасом. -Москва: Издательство Ассоциации строительных вузов, 2012. - 264 с.
3. А.В. Алексейцев. Анализ устойчивости железобетонной колонны при горизонтальных ударных воздействиях // Железобетонные конструкции. 2023. Т. 2. № 2. С. 3-12.
4. Алмазов В. О., Плотников А. И., Расторгуев Б. С. Проблемы сопротивления зданий прогрессирующему разрушению // Вестник МГСУ. - 2011, №2-1, С. 16-20.
5. Бабич Е.М., Крусь Ю.А. Использование энергетических соотношений при определении малоцикловой усталости бетона // Бетон и железобетон. - 1997. № 4. С. 26.
6. Байков В. Н., Сигалов Э. Е. Железобетонные конструкции: Общий курс: Учеб. для вузов. - 5-е изд., перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1991. - 767 с.: ил.
7. Барашиков А.Я., Шевченко Б.Н., Валовой А.И. Малоцикловая усталость бетона при сжатии // Бетон и железобетон. 1985. №4. С.27-28.
8. Белостоцкий А.М., Акимов П.А., Павлов А.С. О численном моделировании физически нелинейной динамической реакции зданий и сооружений при сейсмических воздействиях, заданных акселерограммами // Фундаментальные, поисковые и прикладные исследования российской академии архитектуры и строительных наук по научному обеспечению развития архитектуры, градостроительства и строительной отрасли российской федерации в 2019 году. Сборник научных трудов РААСН. - 2020, С. 105-112.
9. Бондаренко В. М., Ягупов Б. А. О связи между уровнем силового нагружения и энергетическими потерями при деформировании железобетонных конструкций // Строительная механика инженерных конструкций и сооружений. -2016, № 3, С. 44-50.
10. Грановский А.В., Добрина К.Е., Тангамян Г.С. Навесные кирпичные фасадные системы для сейсмических регионов России // Промышленное и гражданское строительство. - 2020, № 1, С. 33-39.
11. Жарницкий В.И., Голда Ю.Л., Курнавина С.О. Развитие повреждений в железобетонной раме при сейсмических воздействиях // Бетон и железобетон -взгляд в будущее. - 2014, С.57-67.
12. Ерышев, В.А. К построению диаграмм циклического нагружения бетона при одноосном сжатии / В.А. Ерышев, Е.В. Латышева, С.В. Ключников, Н.С. Седина// Известия КГАСУ. 2013. №1 (23)
13. Кабанцев О.В., Умаров К.И. Особенности упруго-пластического деформирования рамно-связевых железобетонных каркасов при сейсмическом воздействии // Сейсмостойкое строительство. Безопасность сооружений. - 2020, №1, С. 18-28.
14. Кабанцев О. В., Усеинов Э. С., Шарипов Ш. О методике определения коэффициента допускаемых повреждений сейсмостойких конструкций // Вестник ТГАСУ. - 2016, №2, С. 117-129.
15. Колчунов В. И., Туен В. Н., Нижегородов Д. И. Динамический отклик конструктивной системы здания с конечным числом степеней свободы при особом воздействии // Вестник МГСУ. - 2021, №16 (10), С. 1337-1345. Б01: 10.22227/1997-0935.2021.10.1337-1345
16. Колчунов В. И., Кореньков П. А., Фан Д. Г. Особое предельное состояние в железобетонных каркасах с узлами, усиленными косвенным армированием при аварийных воздействиях // Вестник МГСУ. - 2021, №16 (11), С. 1462-1472. DOI: 10.22227/1997-0935.2021.11.1462-1472
17. Копаница Д.Г., Моисеенко Р.П., Пляскин А.С. Собственные колебания сжатой сталебетонной колонны // Известия высших учебных
заведений. технология текстильной промышленности. - 2017, №5(371), С. 259261.
18. Корсун В.И., Баранов А.О. Расчёт температурно-усадочных деформаций высокопрочных бетонов применительно к условиям воздействия повышенных температур // Сборник научных трудов РААСН. Том 2. Российская академия архитектуры и строительных наук. - 2020, С. 314-321
19. Курнавина С.О., Цацулин И.В. Напряженно-деформированное состояние железобетонных балок при смене знака усилия // Промышленное и гражданское строительство. - 2023, №2, С. 44-52. Б01: 10.33622/08697019.2023.02.44-52
20. Курнавина С. О., Цацулин И. В. Упрощенный метод определения глубины остаточной трещины в сжатой зоне бетона при сейсмических нагрузках // Актуальные проблемы строительной отрасли и образования: Сборник докладов Первой Национальной конференции. - 2020. С. 744-749.
21. Люблинский В. А., Дудина И.В., Камчаткина В.М. Определение параметров собственных колебаний стержневых систем // Труды БрГУ. Серия: Естественные и инженерные науки. - 2023, №1, С. 192-198.
22. Люблинский В.А. О кручении несущих систем многоэтажных зданий // Железобетонные конструкции. 2023. Т. 1. № 1.С. 37-45.
23. Маилян, Л.Р. Работа бетона и арматуры при немногократно повторных нагружениях / Маилян Л.Р., Беккиев М.Ю., Силь Г.Р. // Нальчик. -1984. - 55 с.
24. Манаенков И.К., Курнавина С.О. Построение диаграммы сжатия для бетона с косвенным армированием в рамках теории предельных состояний // Строительство и реконструкция. - 2022, №1(99), С.40-47 DOI: 10.33979/20737416-2022-99-1-40-47
25. Мамин А. Н., Штунцайгер И. Е., Денисов А. С. Вопросы прогнозирования изменений проектного состояния эксплуатируемых объектов при землетрясении // Строительство и реконструкция. - 2016, №3 (65), С. 42-48.
26. Мамин А.Н., Кодыш Э.Н., Рэуцу А.В. Реализация дискретно-связевой расчетной модели в плоскостных конечных элементах // Вестник МГСУ. - 2013, №11, С. 58-69.
27. Милованов А.Ф. Стойкость железобетонных конструкций при пожаре. - М.: Стройиздат, 1998. - 304 с.: ил. - ISBN 5-274-01695-2.
28. Мкртычев О.В., Решетов А.А. Обеспечение сейсмостойкости железобетонных зданий. Железобетонные конструкции. 2024. №5(1). С.57-67. DOI: 10.22227/2949-1622.2024.1.57-67
29. Мкртычев О. В., Андреев М. И. Оценка значения коэффициента допускаемых повреждений для рамно-связевого железобетонного каркаса при землетрясении // Промышленное и гражданское строительство. -2020.№9.С.34-40.
30. Мкртычев, О.В. Проблемы учета нелинейностей в теории сейсмостойкости (гипотезы и заблуждения) / О.В. Мкртычев, Г.А. Джинчвелашвили. - М. : МГСУ, 2012. - 192 с.
31. Мондрус В.Л., Куликов В.Г., Магомедов М.И. Алгоритм численно-аналитической оценки инерционных эффектов в конструкциях зданий // Промышленное и гражданское строительство. - 2023, №2, С.4-9. DOI: 10.33622/0869-7019.2023.02.04-09
32. Мондрус В.Л., Курбацкий Е.Н. Критический анализ состояния нормативной документации по расчету сооружений на землетрясения // Природные и техногенные риски. Безопасность сооружений. - 2017, №4 (30), С. 14-15.
33. Назаров Ю.П., Позняк Е.В., Симбиркин В.Н., Курнавин В.В. Расчет конструкций линейно-спектральным методом при дифференцированном сейсмическом движении грунта, заданном акселерограммами // Вестник НИЦ Строительство. - 2021, №1(28), С. 92-101. DOI: 10.37538/2224-9494-2021-1(28)-92-101
34. Назаров Ю.П., Панасенко Ю.В., Симбиркин В.Н. Динамический расчет упругопластических конструкций при сейсмических воздействиях // Природные и техногенные риски. Безопасность сооружений. 2017, №3(29), С.7-8.
35. Ньюмарк, Н. Основы сейсмостойкого строительства / Н. Ньюмарк, Э. Розенблюет ; подред. Я.М. Айзенберга. - М., 1980. - 344 с.
36. Раззаков С.Р. Сейсмостойкость нелинейно деформируемых большепролетных пространственных конструкций уникальных зданий. Железобетонные конструкции. 2023; № 4(4). С.52-65. D0I:10.22227/2949-1622.2023.4.52-65
37. Расторгуев Б.С., Ванус Д. С. Расчет сжатых железобетонных элементов с косвенным сетчатым армированием по прочности и по деформациям // Промышленное и гражданское строительство. 2012. № 7. С. 28-30.
38. Расторгуев Б. С., Ванус Д. С. Оценка безопасности железобетонных конструкций при чрезвычайных ситуациях техногенного характера // Строительство и реконструкция. - 2014, №6 (56), С. 83-89.
39. Ройтман В. М., Приступюк Д. Н. Особенности оценки стойкости зданий и сооружений из железобетонных конструкций при комбинированных особых воздействиях с участием пожара // Пожаровзрывобезопасность. - 2010. Том 19. №7. С. 29-38.
40. Рутман Ю.Л. Выбор коэффициента редукции сейсмических нагрузок на основе анализа пластического ресурса конструкции // Вестник гражданских инженеров. - 2011. № 2 (27). С. 78-81.16.
41. Савин С.Ю., Колчунов В.И., Федорова Н.В. Расчет устойчивости железобетонных каркасов зданий при особых воздействиях // Промышленное и гражданское строительство. - 2023, №9, С.12-21.
42. Симаков О.А. Восстановление железобетонных конструкций на примере пролетных строений мостов, поврежденных в результате динамического воздействия // Железобетонные конструкции. - 2023. Т. 3. № 3. С.86-94.
43. Симбиркин В.Н., Панасенко Ю.В., Курнавин В.В. Сравнительный анализ применения различных моделей демпфирования при расчете сейсмической реакции сооружений в ПК STARK ES // Железобетонные конструкции. 2023. №2(2). С.58-64. DOI: 10.22227/2949-1622.2023.2.58-64
44. Симборт Э. Методика выбора коэффициента редукции сейсмических нагрузок К1 при заданном уровне коэффициента пластичности ^ // Инженерно-строительный журнал. - 2012. № 1. С. 44-52.
45. Созонов, П.С. Изменения свойств бетонов при малоцикловых воздействиях / П.С. Созонов, Б.И. Пинус // Сейсмостойкое строительство. Безопасность сооружений. - 2015. №4. С.48-51
46. Соснин А.В. Об алгоритме уточнения коэффициента допускаемых повреждений К1 по кривой несущей способности для оценки сейсмостойкости железобетонных каркасных зданий массового строительства // Жилищное строительство. 2017. № 1-2. С. 60-70.
47. Тамразян А. Г. Технология расчетной процедуры железобетонных конструкций при пожаре после землетрясения // Бетон и железобетон. - 2020. №1. С.48-57.
48. Тамразян А. Г., Звонов Ю. Н. К оценке надежности железобетонных плоских безбалочных плит перекрытий на продавливание при действии сосредоточенной силы в условиях высоких температур // Промышленное и гражданское строительство. - 2016. № 7. С. 24-28.
49. Тамразян, А. Г., Попов Д. С. Напряженно-деформированное состояние коррозионно-поврежденных железобетонных элементов при динамическом нагружении // Промышленное и гражданское строительство. - 2019. № 2. С. 1926. DOI 10.33622/0869-7019.2019.02.19-26.
50. Тамразян А. Г., Аветисян Л. А. Прочность и несущая способность сжатых железобетонных элементов при динамическом нагружении в условиях повышенных температур // Промышленное и гражданское строительство. - 2016. №7. С. 56-60.
51. Тамразян А.Г., Алексейцев А.В. Оптимальное проектирование несущих конструкций зданий с учетом относительного риска аварий // Вестник МГСУ. 2019. Т. 14. № 7. С. 819-830.
52. Тамразян А.Г. Методология анализа и оценки надежности состояния и прогнозирование срока службы железобетонных конструкций // Железобетонные конструкции. 2023. №1(1). С.5-18.
53. Тамразян А.Г., Манаенков И.К. Испытание трубобетонных образцов малого диаметра с высоким коэффициентом армирования // Строительство и реконструкция. - 2017, №4 (72), С.57-62.
54. Тамразян А.Г. Концептуальные подходы к оценке живучести строительных конструкций, зданий и сооружений // Железобетонные конструкции. 2023. №3(3). С. 62-74. DOI:10.22227/2949-1622.2023.3.62-74
55. Тамразян А.Г. К устойчивости внецентренно сжатых железобетонных элементов с малым эксцентриситетом с учетом реологических свойств бетона. Железобетонные конструкции. 2023. №2(2). С.48-57. DOI:10.22227/2949-1622.2023.2.48-57
56. Тамразян А.Г., Алексейцев А.В., Попов Д.С., Курченко Н.С. Несущая способность коррозионно-поврежденных сжатых железобетонных элементов при поперечном нагружении // Промышленное и гражданское строительство. - 2023, №9, С.5-11.
57. Тамразян А.Г., Черник В.И. Жесткость поврежденной пожаром железобетонной колонны при разгрузке после высокоинтенсивного горизонтального воздействия // Вестник МГСУ. 2023. №18(9). С. 1369-1382. DOI:10.22227/1997-0935.2023.9.1369-1382
58. Тамразян А. Г., Черник В. И. Сейсмостойкость железобетонных конструкций после пожара // Безопасность строительного фонда России. Проблемы и решения. - 2020. С. 123-130.
59. Тамразян А. Г., Черник В. И. Анализ результатов экспериментального определения сейсмических характеристик железобетонных колонн после пожара // Сборник материалов XXII Международной научно-технической конференции «Актуальные проблемы строительства и строительной индустрии». 2021. С. 177184.
60. Тамразян А. Г. К расчету несущей способности железобетонных колонн с учетом диаграммы деформирования ограниченного бетона // Известия высших учебных заведений. Технология текстильной промышленности. - 2018, №5 (377), С. 217-220.
61. Тамразян А. Г. Научные основы оценки риска и обеспечения безопасности железобетонных конструкций, зданий и сооружений при комбинированных особых воздействиях // Вестник НИЦ Строительство. - 2018. № 1 (16). С. 106-114.
62. Тамразян А. Г. Расчет внецентренно сжатых железобетонных элементов при динамическом нагружении в условиях огневых воздействий // Промышленное и гражданское строительство. - 2015. № 3. С. 29-35.
63. Тамразян А.Г., Аветисян Л.А. Экспериментальные исследования внецентренно сжатых железобетонных элементов при кратковременных динамических нагружениях в условиях огневых воздействий // Промышленное и гражданское строительство. - 2014. № 4. С. 24-28.
64. Тамразян А. Г. Оценка риска и надежности несущих конструкций и ключевых элементов - необходимое условие безопасности зданий и сооружений // Вестник ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко «Исследования по теории сооружений». -2009. № 1. С. 160-171.
65. Д.А. Тахтай и др. Прочность и деформативность бетона при внецентренном циклическом нагружении // Коммунальное хозяйство городов. 2004. С. 53-65.
66. Травуш В.И. и др. Циклическая прочность бетонов нового поколения // Строительные материалы. - 2020, № 1-2, С. 88-94. doi: 10.31659/0585-430х-2020-778-1-2-88-94
67. Трекин Н.Н., Кодыш Э.Н. Особое предельное состояние железобетонных конструкций и его нормирование // Промышленное и гражданское строительство. - 2020, №5, С. 4-9. DOI: 10.33622/08697019.2020.05.04-09
68. Трекин Н. Н., Онана Онана Ж. Использование деформационной модели для определения трещиностойкости изгибаемых элементов с учетом повышенных температур // Промышленное и гражданское строительство. - 2017, №6, С. 34-38.
69. Федосов С.В. О некоторых особенностях математического моделирования явлений тепломассопереноса на границах двухфазных сред // Повышение энерго-ресурсо-эффективности и экологической безопасности процессов и аппаратов химической и смежных отраслей промышленности (ISTS "EESTE-202Г,). - 2021, С.56-64.
70. Федоров В. С., Левитский В. Е., Исаева Е. А. Определение жесткостных характеристик изгибаемых железобетонных элементов при одностороннем нагреве со стороны растянутой зоны // Инновационное развитие регионов: Потенциал науки и современного образования материалы V национальной научно-практической конференции с международным участием, приуроченной ко дню российской науки. Астрахань, 2022. - 2022, с. 13-17.
71. Федоров В. С., Левитский В. Е., Матвиенко В. Е. Методика построения температурных профилей для расчёта огнестойкости железобетонных конструкций методом нормализованной кривой // Инженерно-строительный вестник Прикаспия. - 2021, №1(35), с. 5-8.
72. Руководство для проектировщиков к Еврокоду 8: Проектирование сейсмостойких конструкций: руководство для проектировщиков к ЕК 1998-1 и EN 1998-5. Еврокод 8: Общие нормы проектирования сейсмостойких конструкций, сейсмические воздействия, правила проектирования зданий и подпорных сооружений : пер. с англ. / М. Фардис и др.; ред. серии Х. Гульванесян ; М-во образования и науки Росс. Федерации, ФГБОУ ВПО «Моск. гос. строит. ун-т» ; науч. ред. пер. Г.А. Джинчвелашвили. - Москва: МГСУ, 2013. - 484 с.
73. Хачиян Э. Е., Амбарцумян В. А., Левонян Л. А. Нелинейные колебания зданий и сооружений при сейсмических воздействиях // Вестник НИЦ Строительство. — 2011, №3(4), С. 55-78.
74. Хачиян Э.Е. Анализ величин перемещений, сдвиговых деформаций, скоростей и ускорений грунтов и спектров реакций по синтетической акселерограмме сильного землетрясения // Вопросы инженерной сейсмологии. -2022, т. 4, №49, С. 206-224.
75. Черник В.И. Эффективная жесткость железобетонных колонн после пожара // Перспективы науки. — 2022. №5 (152). С. 82-86.
76. Чернов Ю.Т., Кбейли Д. Оценка сейсмических сил при измененных в процессе колебаний конструктивных схемах // Строительная механика инженерных конструкций и сооружений. - 2021, №4(17), С. 391-403. DOI: 10.22363/1815-5235-2021-17-4-391-403
77. Гончаренко В. С. и др. Пожары и пожарная безопасность в 2021 году: статист. сб. Балашиха: ФГБУ ВНИИПО МЧС России, 2022. 114 с.
78. Mueller C. and Glassmoyer G. Open-File Report 90-503 «Digital Recordings of Aftershocks of the 17 October 1989 Loma Prieta, California, Earthquake». 1990. https://doi.org/10.3133/ofr90503
79. Avetisyan L.A., Chapidze O.D. Estimation of reinforced concrete seismic resistance bearing systems exposed to fire // IOP Conf. Series: Materials Science and Engineering. - 2018. No.456. Pp.1-6. D0I:10.1088/1757-899X/456/1/012035
80. Bisby L, Gales J, Maluk C. A contemporary review of large-scale nonstandard structural fire testing // Fire Science Reviews. 2013. No.2(1). Pp.1-27.
81. Bresler, B., and P.H. Gilbert. Tie Requirements for Reinforced Concrete Columns // Journal of ACI. 1961, Vol. 58, No. 5, Pp. 555-570.
82. Chen Y. et al. Experimental research on post-fire behaviour of reinforced concrete columns // Fire Safety Journal. - 2009, No.44(5), Pp. 741-748. doi.org/10.1016/j.firesaf.2009.02.004
83. Clough R. W., Johnston S. B. Effect of Stiffness Degradation on Earthquake Ductility Requirements // Proceedings of 2nd Japan National Conference on Earthquake Engineering. - 1966, Pp. 227-232.
84. Demir U. et al. Post fire seismic performance of reinforced precast concrete columns // PCI Journal. - 2020. No.65(6). Pp. 62-80. DOI: 10.15554/pcij65.6-01
85. Demir U. et al. Effect of Fire Damage on Seismic Behavior of Cast-in-Place Reinforced Concrete Columns // Journal of Structural Engineering. - 2020. No.146(11). Pp. 1-16. DOI: 10.1061/(ASCE)ST.1943-541X.0002794
86. Demir U., Goksu C., Binbir E., Ilki A. Impact of time after fire on post-fire seismic behavior of RC columns // Structures. - 2020. No.26. Pp. 537-548.
87. Dowell R. K., Seible F., Wilson, E. L. Pivot Hysteresis Model for Reinforced Concrete Members // ACI Structural Journal, ASCE. - 1998. No. 95(5), Pp. 607-617.
88. Elwood K. J. and Eberhard M. O. Effective Stiffness of Reinforced Concrete Columns // ACI STRUCTURAL JOURNAL. - 2009. Pp. 476-484.
89. Ervine et al. Thermal Propagation through Tensile Cracks in Reinforced Concrete // J. Mater. Civil. Eng. - 2012. No.24(5). Pp. 516-522.
90. Franssen, J. M., and T. Gernay. 2017. Modeling Structures in Fire with SAFIR: Theoretical Background and Capabilities // Journal of Structural Fire Engineering. No.8 (3). Pp. 300-323.
91. Guangyong W., Dongming Z. Experimental research on the post-fire seismic performance of steel reinforced concrete columns // Procedia Engineering. -2017. No.210. Pp. 456-463.
92. Ibarra L. F., Medina R. A., Krawinkler H. Hysteretic Models that incorporate Strength and Stiffness Deterioration // Earthquake Engineering& Structural Dynamics. - 2005, No. 34 (12), Pp. 1489-1511. DOI:10.1002/eqe.495
93. Ilki A., Demir U. Factors affecting the seismic behavior of reinforced concrete structures after fire exposure // NED University Journal of Research. - 2019. No.1 (special). Pp. 31-42. DOI: 10.35453 / NEDJR-STMECH-2019-0003.
94. Imbeault F. A., Nielsen N. N. Effect of Degrading Stiffness on the Response of Multistory Frames Subjected to Earthquakes // Proceedings of 5th World Conference on Earthquake Engineering. - 1973, Pp. 1756-1765.
95. Ioannou, I., Rossetto, T., Rush, D., Melo, J. Simplified model for pre-code RC column exposed to fire followed by earthquake // Scientific Reports. - 2022. No. 12 (1). 8980. DOI: 10.1038/s41598-022-13188-z
96. Kabantsev O., Perelmuter A. Plastic Behavior Particularities of Structures Subjected to Seismic Loads // Magazine of Civil Engineering. - 2021. No. 1. 10513.
97. Kabantsev O., Sergeev E. Determination seismic effect of buildings and structures, taking into account changes model of external relations within the life cycle IOP Conference Series: Materials Science and Engineering. - 2021, 012093
98. Kamath P. et al. Full-scale fire test on an earthquake-damaged reinforced concrete frame // Fire Safety Journal. - 2015. No. 73. Pp. 1-19.
99. Kent, D. C. Reinforced Concrete Members with Cyclic Loading / D. C. Kent, R. Park, R. A. Sampson // Journal of Structural Division. ASCE. - July 1972. -Vol. 98. No. ST7. Pp. 1341-1360.
100. Korsun V., Baranov A. Mechanical properties of high-strength concrete after heating at temperatures up to 400 °C // Proceedings of EECE 2020. - 2021, Pp.454-463. DOI: 10.1007/978-3-030-72404-7_44
101. Law A, Stern-Gottfried J, Gillie M, Rein G. The influence of travelling fires on a concrete frame // Engineering Structures. - 2011. No. 33(5). Pp. 1635-1642.
102. Li L.-Z. et al. Experimental study on seismic performance of post-fire reinforced concrete frame // Engineering Structures. - 2019. No. 179. Pp. 161-173. DOI: 10.1016/j.engstruct.2018.10.080
103. Liu G. et al. Post-fire cyclic behavior of reinforced concrete shear walls // J. Cent. South Univ. Technol. - 2010. No. 17. Pp.1103-1108. DOI: 10.1007/s11771 -010-0603-4
104. Liu, L., Xiao, J. Simulation on seismic performance of the post-fire precast concrete column with grouted sleeve connections // Structural Concrete. - 2023. DOI: 10.1002/suco.202200663
105. Li X., Xu Z., Bao Y., Cong Z. Post-fire seismic behavior of two-bay two-story frames with high performance fiber-reinforced cementitious composite joints // Engineering Structures. - 2019. No. 183. Pp. 150-159.
106. Lu Z., Chen Y., Li L., Liu X., Wei K. Experimental Study on Seismic Behavior of Plane and Spatial Concrete Beam-column Joints After Exposure to Fire. Tongji Daxue Xuebao/Journal of Tongji University. 2020. Vol. 48. Pp. 340-348.
107. Mahoney M. Effects of Strength and Stiffness Degradation on Seismic Response. FEMA P440A, 312 p.
108. Mander J. B., Priestley J. N., Park R. Theoretical stress-strain model for confined concrete. Engineering Structures. - 1989. No. 116. Pp. 1804-1825.
109. Matsudo M., Nishida H., Satoh Y., Takamori N. Flexural and shear test of ultra-high-strength reinforced concrete columns with fire protection after fire heating // J. Struct. Constr. Eng., AIJ. - 2009. No. 645. Pp. 2137-2144.
110. Mazza F., Imbrogno G. Effects of Fire Duration on the Seismic Retrofitting with Hysteretic Damped Braces of R.C. School Buildings // Front. Built Environ. -2019. No. 5. Pp. 1-15. DOI: 10.3389/fbuil.2019.00141
111. J. Melo et al. Cyclic behaviour of as-built and strengthened existing reinforced concrete columns previously damaged by fire // Engineering Structures. -2022. No. 266. 114584. DOI: 10.1016/j.engstruct.2022.114584
112. Moehle J., Seismic Design of Reinforced Concrete Buildings, 2014, 873 p.
113. Mostafaei H., Vecchio F. J., Bénichou N. Seismic resistance of fire-damaged reinforced concrete columns // Proceedings of the 2009 ATC & SEI Conference on Improving the Seismic Performance of Buildings and Other Structures (December 9-11, 2009, San Francisco). - 2009. Pp. 1396-1407.
114. Mostafaei H. A Testing method for seismic resistance assessment of fire-damaged structures // Research Report (National Research Council of Canada. Institute for Research in Construction). - 2011. No. RR-318. Pp. 1-16. DOI: 10.4224/20374365
Обратите внимание, представленные выше научные тексты размещены для ознакомления и получены посредством распознавания оригинальных текстов диссертаций (OCR). В связи с чем, в них могут содержаться ошибки, связанные с несовершенством алгоритмов распознавания. В PDF файлах диссертаций и авторефератов, которые мы доставляем, подобных ошибок нет.