МЕТОДИКА РАСЧЕТНЫХ ИССЛЕДОВАНИЙ УСИЛЕНИЯ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОЙ БАЗАЛЬТОКОМПОЗИТНОЙ АРМАТУРОЙ СТЕН КАМЕР ШЛЮЗОВ С УЧЕТОМ ФАКТИЧЕСКИХ ДАННЫХ ОБ ИХ ЭКСПЛУАТАЦИОННОМ СОСТОЯНИИ Текст научной статьи по специальности «Строительство и архитектура»

СТРОИТЕЛЬНАЯ МЕХАНИКА И РАСЧЕТ СООРУЖЕНИЙ

НАУЧНАЯ СТАТЬЯ / RESEARCH PAPER УДК 627.8.04

DOI: 10.22227/2305-5502.2022.3.2

Методика расчетных исследований усиления предварительно напряженной базальтокомпозитной арматурой стен камер шлюзов с учетом фактических данных об их эксплуатационном состоянии

Олег Дмитриевич Рубин1, Евгений Николаевич Беллендир2, Игорь Вячеславович Баклыков1, Оксана Валерьевна Зюзина3, Михаил Владимирович Шайтанов4

1 Филиал АО «Проектно-изыскательский и научно-исследовательский институт "Гидропроект" им. С.Я. Жука» - «Научно-исследовательский институт энергетических сооружений» (Филиал АО «Институт Гидропроект» — «НИИЭС»); г. Москва, Россия; 2АО «Институт Гидропроект»; г. Москва, Россия; 3Всероссийский научно-исследовательский институт гидротехники имени Б.Е. Веденеева (ВНИИГ им. Б.Е. Веденеева); г. Санкт-Петербург, Россия; 4 АО «Ленгипроречтранс»; г. Санкт-Петербург, Россия

АННОТАЦИЯ

Введение. Расчетные исследования показали, что в связи с длительной эксплуатацией гидротехнических сооружений шлюза, раскрытием горизонтальных и вертикальных строительных швов, а также коррозией арматуры у тыловой грани железобетонной стены шлюза в зонах горизонтальных строительных швов несущая способность конструкции в целом снижается. Поэтому необходимо усиление конструкции, методика которого приведена в данном исследовании.

Материалы и методы. Представлен анализ научно-технической документации, выполнены инструментальные обследования состояния конструкций, разработана пространственная математическая модель на основе метода конечных элементов. Проведены многовариантные расчетные исследования фактического напряженно-деформированного состояния (НДС) конструкций. Осуществлены расчетные исследования НДС конструкций с учетом усиления преднапряженной базальтокомпозитной арматурой (АБК).

Результаты. Визуальное и инструментальное обследования показали наличие трещинообразования на лицевой грани железобетонной стены камеры шлюза. Проведено моделирование фактического состояния НДС конструкций, по результатам расчетов предложена и обоснована схема усиления конструкций преднапряженной АБК. Выводы. В результате расчетных исследований НДС подтверждено возникновение трещин и раскрытие горизонтальных и вертикальных строительных швов в железобетонной конструкции стены камеры шлюза. При этом с учетом коррозии арматуры у тыловой грани железобетонной стены шлюза в зонах горизонтальных строительных швов напряжения в ней достигают расчетного сопротивления арматуры класса A-II. Для обеспечения дальнейшей безопасной эксплуатации конструкций предложена и обоснована схема усиления конструкций преднапряженной АБК.

КЛЮЧЕВЫЕ СЛОВА: напряженно-деформированное состояние, трещинообразование, строительный шов, кор) розия арматуры, усиление, базальтокомпозитная арматура 1П

JJ ДЛЯ ЦИТИРОВАНИЯ: Рубин О.Д., Беллендир Е.Н., Баклыков И.В., Зюзина О.В., Шайтанов М.В. Методика расчетных

СО исследований усиления предварительно напряженной базальтокомпозитной арматурой стен камер шлюзов с учетом

Ш фактических данных об их эксплуатационном состоянии // Строительство: наука и образование. 2022. Т. 12. Вып. 3.

Ст. 2. URL: http://nso-journal.ru. DOI: 10.22227/2305-5502.2022.3.2

и и

еч

Автор, ответственный за переписку: Игорь Вячеславович Баклыков, moscow_igor88@mail.ru.

Calculation methods for investigating the reinforcement of sluice chamber walls by basalt-composite prestressed reinforcement taking into account relevant data on their operational condition

Oleg D. Rubin1, Evgenii N. Bellendir2, Igor V. Baklykov1, Oksana V. Ziuzina3, Mikhail V. Shaitanov4

18 © О.Д. Рубин, Е.Н. Беллендир, И.В. Баклыков, О.В. Зюзина, М.В. Шайтанов, 2022

Распространяется на основании Creative Commons Attribution Non-Commercial (CC BY-NC)

1 Branch of JSC "Design, survey and research institute «Hydroproject» named after S.Y. Zhuka" — "Research institute of energy structures" (Branch of JSC "Institute Hydroproject" — "NIIES");

Moscow, Russian Federation; 2 JSC "Institute Hydroproject"; Moscow, Russian Federation; 3All-Russian Research Institute of Hydraulic Engineering named after B.E. Vedeneev (VNIIG named after B.E. Vedeneev); St. Petersburg, Russian Federation; 4JSC "Lengiprorechtrans"; St. Petersburg, Russian Federation

ABSTRACT

Introduction. Calculation studies have shown that due to the long-term operation of hydraulic structures of the sluice, opening of horizontal and vertical construction joints, as well as corrosion of reinforcement at the rear edge of the reinforced concrete wall of the sluice in the areas of horizontal construction joints, the bearing capacity of the structure as a whole is reduced. In this regard, it is necessary to strengthen the structure, the methodology of which is given in this study. Materials and methods. The analysis of scientific and technical documentation has been made, instrumental examination of the state of structures has been carried out, a spatial mathematical model has been developed on the basis of the finite-element method. Multivariant calculated researches of the actual stressed-strained state (SSS) of structures have been made. Calculation studies of the SSS structures were performed taking into account the reinforcement of prestressed basalt composite reinforcement (BCR).

Results. Visual and instrumental inspection showed a presence of cracking on the front face of the reinforced concrete wall of the sluice chamber. Modeling of the actual state of SSS structures is performed, according to the results of calculations, a scheme for strengthening structures of prestressed BCR is proposed and justified.

Conclusions. As a result of the calculated studies of the deflected stresses, the occurrence of cracks and opening of horizontal and vertical construction joints in the reinforced concrete structure of the sluice chamber wall was confirmed. At the same time, taking into account corrosion of reinforcement at the rear edge of the sluice's reinforced concrete wall in the areas of horizontal construction joints, stresses in it reach the design resistance of the reinforcement of class A-II. In order to ensure further safe operation of the structures, the scheme of strengthening the structures with prestressed BCR has been proposed and substantiated.

KEYWORDS: stressed-strained state, cracking, construction joint, reinforcement corrosion, reinforcement, basalt-composite reinforcement

FOR CITATION: Rubin O.D., Bellendir E.N., Baklykov I.V., Ziuzina O.V., Shaitanov M.V. Calculation methods for investigating the reinforcement of sluice chamber walls by basalt-composite prestressed reinforcement taking into account relevant data on their operational condition. Stroitel'stvo: nauka i obrazovanie [Construction: Science and Education]. 2022; 12(3):2. URL: http://nso-journal.ru. DOI: 10.22227/2305-5502.2022.3.2

Corresponding author: Igor V. Baklykov, moscow_igor88@mail.ru.

ВВЕДЕНИЕ

Методика расчетных исследований усиления предварительно напряженной базальтокомпозитной арматурой (АБК) стен камер шлюзов с учетом фактических данных об эксплуатационном состоянии основана на конечно-элементных моделях системы «сооружения - окружающий массив грунта - основание» и представлена на примере Городецкого гидроузла на р. Волга.

МАТЕРИАЛЫ И МЕТОДЫ

Усиление конструкций на основе АБК позволяет повысить несущую способность конструкций [1]. Выбор АБК обоснован следующими обстоятельствами:

• стоимость АБК сравнима по стоимости со стальной арматурой;

• АБК имеет большую прочность (в 2,5-3 раза) на разрыв в сравнении со стальной арматурой при равном диаметре;

• АБК устойчива к щелочной среде бетона;

• вес АБК в сравнении со стальной арматурой меньше в 4-4,5 раза при равном диаметре;

• коррозионная стойкость (АБК не корродирует в водной, влагонасыщенной и в других агрессивных средах).

Коррозия стальной арматуры неизбежна в железобетонных конструкциях с металлической арматурой. Поэтому использование арматуры из АБК набирает популярность в решении этой проблемы при усилении конструкций.

Применение метода конечных элементов широко распространено для установления фактического состояния напряженно-деформированного состояния (НДС) гидротехнических сооружений (ГТС) [2-7]. При современном развитии вычислительной техники возможно решение нелинейных задач и определение расчетным путем фактического расположения и раскрытия трещин в конструктивных элементах.

РЕЗУЛЬТАТЫ ИССЛЕДОВАНИЯ

Исходные данные для расчетных исследований

Климат района расположения Городецкого гидроузла умеренно континентальный (II климатическая зона). Средняя годовая температура 4,6 °С. Самый холодный месяц — январь -10,4 °С. Абсолютная минимальная температура воздуха наиболее холодного месяца -41 °С. Самый теплый месяц — июль 19,1 °С. Абсолютная максимальная температура воздуха наиболее теплого месяца 38 °С.

В состав судоходных сооружений Городецкого гидроузла входят две нитки однокамерных железо-

и

се

ев

оо

бетонных шлюзов доковой конструкции с неразрезным днищем: левая нитка — шлюз № 15, правая нитка — шлюз № 16.

Общая длина каждого шлюза в плане составляет 340,6 м, общая длина камер — по 290,0 м, ширина камер — по 30,0 м. Протяженность верхней и нижней голов шлюзов (по паспорту) — соответственно 28,0 и 32,6 м.

Верхние головы шлюзов № 15, 16 представляют собой неразрезную железобетонную конструкцию докового типа. Размеры голов в плане: длина — 28,0 м, ширина — 56,0 м с переменной толщиной днища.

Нижние головы представляют собой неразрезную железобетонную конструкцию докового типа. Размеры голов в плане: длина — 32,6 м; ширина — 56,0 м.

Камеры обоих шлюзов состоят из 12 секций, разделенных температурно-осадочными швами (ТОШ). Такими же швами отделены верхние и нижние головы. Секции № 1 и 12 каждого шлюза выполнены длиной по 25,0 м, остальные секции имеют длину по 24,0 м.

Лицевые грани секций имеют уклон 40:1, уклон тыловых граней стен составляет 5:1.

Камеры шлюзов обладают следующими геометрическими размерами: высота стенок — 14,00 м; толщина днища — 3,55 м; высота парапетов — 1,10 м; ширина парапетов — 0,60 м.

Стенки шлюзов разрезаны горизонтальными строительными швами по высоте с шагом около 3 м. В массивной нижней части стенок строительные швы расположены на отметках 64,00 и 68,00 м.

Со стороны камеры в пределах отметок 67,55-77,55 м стены секций шлюзов в соответствии с проектом были облицованы плитами-оболочками толщиной от 5 до 8 см и высотой по 2,50 м. Облицовка состояла из четырех рядов плит. Ниже расположена полоса необлицованного монолитного бетона, включая вут высотой 0,50 м.

На рис. 1, 2 показаны план и разрез шлюза с указанием геометрических размеров и высотных отметок.

Нормальный судоходный уровень воды в камерах принят на отметке 76,50 м и практически не изменяется. Уровень нижнего бьефа колеблется в пределах 66,20-68,00 м.

Уровень горизонта грунтовых вод за стеной камеры колеблется на отметках 69,00-77,10 м.

Геологические условия расположения шлюзов № 15 и 16

Верхние головы и камеры шлюзов расположены на толще аллювиальных отложений (чистых кварцевых песков), залегающих ниже отметки основания. Мощность толщи песков составляет 10-13 м. Верхняя часть песчаной толщи сложена мелкозернистыми песками, постепенно переходящими в среднезернистые, местами в крупнозернистые.

Пески подстилаются породами татарского яруса, представленного плотными, устойчивыми и практически водоупорными коренными породами сармин-ской свиты (глины, мергели, алевриты), а также залегающими ниже плотными глинами и мергелями уржумской свиты. Общая мощность глинисто-мергелистой толщи составляет более 100 м.

Обратная засыпка пазух и межкамерного пространства шлюзов осуществлялась среднезерни-стым песком. Плотность песков в нормальном состоянии у = 1800 кг/м3. Угол внутреннего трения ф = 30°, удельное сцепление грунта С = 2 кПа.

Характеристики арматуры и бетона стен камер шлюзов

Армирование стен выполнено армофермами и распределительными сетками из гладкой арматуры класса А-1 и арматуры периодического профиля класса А-П. На рис. 3 приведена схема армирования стен типовой секции камеры шлюза.

Площадь продольной рабочей арматуры, установленной с тыловой грани ниже отметки 71,0 м, составляет 55,56 см2. Площадь продольной рабо-

—fr-

1Ш L i iir ;ir . iTi-NTi

ШТШ1 11ТГГ1! i Hp[j[

Рис. 1. План шлюзов № 15 и 16

124О

15 ООО

J.

15 ООО

124О

64 5ОО

78 ООО

76 5ОО УВБ

71 5ОО Отметка порога ВГШ

67 5ОО УНБ

64 ООО

—

19 ООО

6О 5ОО

38 ООО

19 ООО

Рис. 2. Разрез по камере шлюза

чей арматуры, установленной у лицевой грани, — 23,68 см2. Армирование плит оболочек выполнено сетками из арматуры 06-10 мм класса A-I.

При возведении основных конструкций шлюзов № 15 и 16 применялись пуццолановые цементы. Марка бетона основных сооружений была принята М110-М170. Для бетонной подготовки использовали бетон марки М50. Для плит-оболочек принята марка бетона М250. Толщина защитного слоя бетона принята 10-20 см.

Капитальный ремонт шлюзов

В 2012 г. ООО «Техтрансстрой» разработан проект капитального ремонта шлюзов № 15, 16,

в рамках которого в 2017-2019 гг. поврежденные при длительной эксплуатации плиты-оболочки в шлюзах № 15 и 16 выше отметки 67,55 м демонтированы с вырубкой бетона на глубину 250 мм и укладкой нового бетона с анкеровкой в бетон основного массива на глубину 220 мм. В диапазоне отметок 64,50-67,55 м бетон основного массива был вырублен на глубину до 500 мм и уложен новый бетон с анкеровкой в бетон основного массива на глубину от 250 мм. Класс нового бетона в соответствии с проектной документацией В22,5.

Проведенные инструментальные обследования показали, что лицевой бетон слоем 250 мм имеет фактическую среднюю прочность 45 МПа.

Рис. 3. Схема армирования секции камеры шлюза

и

се

CD

оо

If9 П

И (Я

еч

W Я

■а ta

С в

0 со

Модуль упругости лицевого бетона на основании СП 41.13330.2012 соответствует 36 000 МПа.

В лицевом бетоне, как показали визуальные и инструментальные обследования, обнаружено трещино-образование, зафиксированы следующие дефекты:

• разнонаправленные трещины, в том числе по швам бетонирования;

• следы выщелачивания бетона и фильтрации воды;

• следы коррозии арматуры;

• следы инфильтрации воды в камеру шлюза.

С верха стен камер шлюзов № 15 и 16 были выбурены, а затем испытаны бетонные керны. Однако полученные результаты по определению прочности и модуля упругости бетона (показавшие среднюю прочность 28 МПа и модуль упругости 31 000 МПа) не могут распространяться на весь массив стен камер шлюзов, при отборе кернов из бетона основного массива конструкций выход образцов был невелик.

По этой причине, а также с учетом длительности эксплуатации, в расчетах были приняты физико-механические характеристики, соответствующие проектному классу бетона В10 (прочность на сжатие 6 МПа, модуль упругости 18 000 МПа).

Таким образом, для бетона основного массива стен в расчетных исследованиях приняты прочность на сжатие 6 МПа и модуль упругости 18 000 МПа, за исключением лицевого (ремонтного) нового бетона.

Принятые расчетные случаи

На основе анализа различных сочетаний нагрузок при эксплуатации и капитальном ремонте камер шлюзов, а также анализа проектных материалов и результатов выполненных ранее исследований, приняты два основных расчетных случая, соответствующих наиболее неблагоприятному состоянию нагружения стен камер шлюзов.

При этом рассматривались случаи, когда нагрузка на тыловую грань стенки наибольшая, так как наиболее опасными представляются напряжения в арматуре у тыловой грани и смещения верха стен в камеру.

Учитывая расчетные схемы, представленные на чертежах проекта, для случая осушенной камеры принимался наибольший уровень грунтовых вод (при быстром опорожнении камеры, когда уровень воды в грунте за стенкой не успевает понизиться). Аналогично, при наполненной камере (при быстром наполнении) принимался наименьший уровень грунтовых вод (не успевший подняться вслед за водой в камере).

При наполненной камере давление воды на лицевую грань стены в значительной мере компенсирует давление грунта снаружи. При низком уровне грунтовых вод за стеной возможно растяжение в арматуре у лицевой грани и смещение верха стены в сторону засыпки. Поэтому случай наполненной камеры для исследуемой стены не рассматривается. Однако его рассмотрение целесообразно для учета передачи дав-

ления воды через грунт засыпки межшлюзного пространства на стену соседней осушенной камеры.

Учитывая вышесказанное, первый расчетный случай предусматривает ремонтный период, в который обе камеры осушены, уровень грунтовых вод наибольший, как показано на рис. 4. При этом учитывается воздействие зимней температуры.

Во втором расчетном случае одна из камер осушена при наибольшем уровне грунтовых вод. Другая камера наполнена с передачей давления воды через грунт засыпки межшлюзного пространства (рис. 5). При этом действует наиболее низкая температура, которая может соответствовать данному случаю.

Методика численного моделирования железобетонных конструкций

Настоящая методика предусматривает конечно-элементное моделирование шлюзовых сооружений в составе системы «сооружение - засыпка - основание» в пространственной постановке, так как камеры и головы шлюза, а также их обратная засыпка взаимодействуют между собой.

При разработке методики учтен опыт численного моделирования железобетонных конструкций ГТС со строительными швами [8, 9].

Конечно-элементные модели учитывают конструктивные особенности сооружений, включая фактическое размещение арматуры. Моделируются горизонтальные и вертикальные контактные строительные швы с учетом снижения прочности при совместном действии сдвига с растяжением или сжатием по сравнению со сплошной монолитной структурой. Моделируется нарушение сцепления арматуры с бетоном в зонах раскрывшихся горизонтальных строительных швов и трещин.

Специальные подходы применяются при моделировании трещинообразования по строительным швам и монолитному бетону, а также трещинообра-зования лицевого бетона. При этом условиями образования трещин является действие растягивающих напряжений, превышающих прочность бетона при растяжении и прочность швов при сложном напряженном состоянии, т.е. при совместном действии сдвигающих усилий с растягивающими (или сжимающими) усилиями в плоскости строительных швов.

В расчетной модели были заданы горизонтальные и вертикальные строительные швы, вызванные перерывами в бетонировании стен и ремонтом лицевой грани бетона. В зонах строительных швов учитывалось нарушение сцепления рабочей арматуры в бетоне стен шлюзов в период строительства.

За счет трещинообразования лицевого (ремонтного) бетона в расчетных моделях учтен сниженный модуль деформации.

Также в расчетных моделях учтен коррозионный износ рабочей арматуры тыловой грани в результате длительного периода эксплуатации.

CS Рч

s №

ce n

GO 5

В модели системы «сооружение - засыпка -основание» воспроизводился фрагмент массива основания шлюза, массивы грунтов засыпки пазух за внешними стенками камер и засыпки межшлюзного пространства (между внутренними соседними стенами двух ниток шлюзов).

Нагрузки смоделированы согласно принятой расчетной схеме (т.е. в соответствии с принятыми уровнями грунта, грунтовых вод, воды в камерах и др.), а также с учетом физико-механических свойств материалов сооружений, грунтов основания и засыпок. Используемые для расчетных исследований основные и вспомогательные программные комплексы позволяют получить нагрузки на конструкции шлюзов от грунта и воды с учетом современного уровня теории механики грунтов (что в свою очередь отражает особенности давления грунта как активного, реактивного, пассивного, в состоянии покоя и т.п.).

Температурные воздействия воспроизводились в моделях «сооружение - засыпка - основание» в соответствии со среднемесячными и среднегодовыми значениями температуры для района гидросооружений на основе нормативных документов. Также учитывались теплофизические свойства областей системы «сооружение - засыпка - основание».

Предварительно в рамках одного из модулей вычислительного программного комплекса решалась задача о температурном распределении внутри расчетной области. Исходные расчетные значения температуры задавались на контуре расчетной области и далее с учетом теплофизических свойств элементов области, рассчитывались значения температуры внутри области.

В соответствии с полученным распределением температуры в каждом конечном элементе, на которые разбита расчетная область, решалась основная задача определения деформированного, а затем и напряженного состояния сооружения.

Одной из важнейших особенностей подхода к моделированию сооружений, отличающей его ¡25 от традиционных подходов к рядовым инженерным 2 расчетам, принимаемым при проектировании, яв-ОО ляется то, что он позволяет учитывать различные повреждения, дефекты и другие отклонения от при-££ нятых при проектировании предпосылок путем ^ включения их в разрабатываемые и корректируемые

конечно-элементные модели. о На рис. 6 представлен общий вид моделируе-

мой расчетной области, включающей шлюзы № 15 ¡51 и 16, основание и грунтовую засыпку. На рис. 7 изо-£ о бражен фрагмент модели камеры шлюза.

0 СО

£ £ В конечно-элементных моделях учтено фактиче-25

Ё ® ское состояние конструкций стен камеры шлюза, по-

х лученное в результате натурных обследований, а так-

х же в ходе анализа данных натурных наблюдений.

Результаты поверочных расчетов стен камер шлюзов

Выполнены поверочные расчеты НДС камер шлюзов в составе системы «сооружение - засыпка -основание» с учетом их фактического состояния.

Расчеты проводились численными методами на основе конечно-элементных моделей в соответствии с расчетными схемами. Как отмечалось выше, предварительно решалась задача о температурном распределении внутри расчетной области. Результаты расчетов температуры зимнего периода показаны на рис. 8.

Расчет прочности анкеровки ремонтного слоя бетона

Ремонт лицевых граней выполнен путем замены бетона лицевой грани стены в верхней части с отметкой 67,55 м до верха стены на глубину 250 мм, а в нижней части стены с отметкой 64,50 до отметки 67,55 м на глубину до 500 мм. Таким образом, при штраблении бетона оголяется арматура лицевой грани с последующей ее заменой.

Новый бетон соединяется с бетоном основного массива посредством анкеровки. Бетон толщиной 250 мм (с отметкой 67,55 м до верха стены) анкеру-ется в бетон основного массива на глубину 220 мм.

Ремонтный бетон толщиной до 500 мм (с отметкой 64,50-67,55 м) анкеруется на глубину от 250 мм к существующему бетону, при этом длина стержней анкера равна 750 мм. Анкеровка выполнена арматурными стержнями диаметром 12 мм с шагом 500 х 500 мм.

Анкерные стержни расположены под углом к горизонту 10°.

При этом новый бетон имеет прочность 45 МПа, которая выше, чем прочность бетона в массиве (класса В10). В этой связи при долговременной эксплуатации вертикальный строительный шов на контакте нового бетона и бетона основного массива раскроется за счет различной деформативно-сти бетонов (Е = 36 000 МПа и Е = 18 000 МПа),

4 н ст

и новый бетон фактически может держаться только за счет анкеровки. Применение при проведении ремонтных работ расширяющегося цемента Макфлоу также не способствовало и не могло способствовать образованию прочного адгезионного слоя между основным бетоном и бетоном ремонтной зоны.

Проверка несущей способности фактической анкеровки

Нагрузкой, влияющей на зону контакта между бетоном основного массива и бетоном ремонтной зоны, является противодавление воды, скапливающейся в шве.

Схема к расчету анкеровки выше отметки 67,55 м представлена на рис. 9.

Методика расчетных исследований усиления предварительно напряженной базальтокомпозитной

_ С. 18—59

арматурой стен камер шлюзов с учетом фактических данных об их эксплуатационном состоянии

Рис. 7. Фрагмент конечно-элементной модели секции камеры шлюза № 15

Для расчета достаточности фактической анке-ровки выполнены расчеты НДС на основе модели, показанной на рис. 10.

Расчетная модель включает: 1) анкерные стержни 012 мм А-Ш; 2) бетон основного массива В10; 3) заполнение анкерных скважин.

В расчетной модели анкерные стержни изначально жестко скрепляются с заполнителем (бетон) анкерных скважин уравнениями связи, которые в результате расчета автоматически разрываются при превышении действующих напряжений прочности бетона на растяжение.

В качестве расчетной математической модели бетона принята модель разрушающегося бетона, которая позволяет в автоматическом режиме смоделировать трещинообразование при превышении действующих напряжений прочности бетона на растяжение.

Характеристики бетона в соответствии с СП 41.13330.2012: Rh = 0,57 МПа, Rh = 6,00 МПа, Е, =

Ы ' ' Ь ' ' Ь

= 18 000 МПа.

Для определения достаточности фактической анкеровки произведены расчеты НДС при действии противодавления в вертикальном строительном

и

ел

ев

оо

Рис. 8. Распределение температуры в зимний период, °С

шве, расчетная схема действия нагрузки показана на рис. 11.

При зазоре между «новым» бетоном и «бетоном основного массива» максимальная величина противодавления воды составит:

р = (76,50 м-67,55 м)1000 кг/м3 х х 9,81 м/с2 = 87,80 кПа.

Из рис. 12, а видно, что вокруг анкерных стержней образовывается зона трещинообразования. При этом, как видно на разрезе (рис. 12, Ь), зона трещин доходит фактически до конца стержня, что характеризует разрушение сцепления.

Напряжения в арматурном стержне при этом показаны на рис. 13.

Из рис. 13 следует, что максимальные напряжения в арматурном стержне составляют 177,93 МПа, что не превышает расчетного сопротивления арматуры класса А-Ш, равного 365 МПа. Таким образом, фактическая анкеровка не выдерживает противодавление в вертикальном строительном шве.

Аналитические расчеты проверки фактической анкеровки

На площади 1 м2 работает 4 анкера (шаг 500 х 500 мм). При этом усилие в одном анкере с учетом угла наклона анкера составит: со8(180°-10°-1,5°)/>_

N.=-

0,98-87,80 кПа

= 21,51кН.

Растягивающие напряжения в арматуре анкеров 012 А-Ш:

21,51 кН

1,131 см2/ 10 000

= 190 МПа,

что меньше расчетного сопротивления арматуры класса А-Ш, равного 365 МПа.

Площадь контакта в скважине (018 мм) «бетон основного массива» - «раствор на портландцементе вокруг анкера» составляет:

из

е>9

ел и

еч

Ш Я Я в

С в

0 со

Рис. 9. Схема армирования 2: 012А-Ш шаг 500 х 500 мм; L = 470 мм; La = 185-240 мм

Вертикальный строительный шов

Бетон основного массива

Стержни анкеров

Рис. 10. Расчетная модель проверки анкеровки

= 2 • 3,141 1^^1240 мм= 0,01357 м2,

Вертикальный строительный шов

Противодавление в шве

Бетон основного массива

Стержни анкеров

касательные напряжения, возникающие на контакте, составят:

ЛГ. 21,51 кН , _0 ЛДГГ

тк = — =---т = 1,58 МПа,

6 5б 0,01357 м2

что больше прочности бетона класса В7,5(М110) при срезе

Рис. 11. Расчетная схема действия противодавления в вертикальном строительном шве

Схема к расчету анкеровки ниже отметки 67,55 м представлена на рис. 14.

При зазоре между «новым» бетоном и «бетоном основного массива» максимальная величина противодавления составит:

р = (76,50 м- 64,40 м)1000 кг/м3 х х 9,81 м/с2 = 117,7 кПа.

На площади 1 м2 работает 2,8 анкера (шаг 700 х 500 мм). При этом усилие в одном анкере с учетом угла наклона анкера составит:

К* = °'7 А Л, = °>7 ■ V4,5МПа■ 0,48МПа = = 0,71 МПа,

прочность на выдергивание анкеров 012 мм при глубине анкеровки 240 мм не обеспечена, что подтверждается расчетами МКЭ.

Предварительные расчеты анкеровки для арматуры диаметром 12 мм показали, что величина анке-ровки должна составлять не менее 640 мм.

N =

008(180°-10е-1,5°)/>

0,98 ■ 87,80 кПа

= 41,20 кН.

Растягивающие напряжения в арматуре анкеров 025 А-Ш составят:

N.

о„ =

41,20 кН

А, 4,909 см2/ 10000

= 84 МПа,

Л

ч/

а Ь

Рис. 12. Зона трещинообразования бетона основного массива: а — общий вид со стороны вертикального строительного шва; Ь — разрез по анкерному стержню

и

ел

ев

оо

177,93 Мах 138,49 99,048 59,607 20,166

158,21 118,77 79,327 39,886 0,44508 Мт

Рис. 13. Напряжения в арматурном стержне, МПа

что меньше расчетного сопротивления арматуры класса А-Ш, равного 365 МПа.

Площадь контакта в скважине (032 мм) «бетон основного массива» - «раствор на портландцементе вокруг анкера» составляет:

<Уб = 2-я-Д-Х0 =2-3,14-

32 мм

•500мм=

0,05027 м2;

касательные напряжения, возникающие на контакте, составят:

41,20кН 6 0,05027 м2

что больше прочности бетона класса В7,5(М110) при срезе:

Кь = °>7 - Л Л, =

= 0,7 • ,/4,5 МПа-0,48 МПа = 0,71 МПа,

из

е>9

ел и

еч

Ш Я Л в С в

0 со

прочность на выдергивание анкеров 025 мм при глубине анкеровки 500 мм не обеспечена.

Результаты расчета при сочетании нагрузок 1 (рис. 4): обе камеры осушены

На рис. 15 показано распределение горизонтальных перемещений.

Как видно из рис. 15, горизонтальные перемещения верха стены внутрь камеры составили: для левой стены — 37,5 мм, для правой стены — 31,9 мм.

Из рис. 16 следует, что раскрытие горизонтальных строительных швов происходит фактически на всю глубину (синие зоны) до сжатой зоны сечения.

Вертикальные напряжения в стене камеры шлюза показаны на рис. 17.

Как видно из рис. 17, максимальные сжимающие напряжения в бетоне основного массива составляют -4,82 МПа, при этом с тыловой стороны происходит раскрытие горизонтальных строительных швов. 1-1

Рис. 14. Схема армирования 1: 025АШ шаг 600 х 500 мм, Ь них анкеров); Ьа = 155-500 мм

и

ДоЖ^*

= 750 мм; 025АШ шаг 700 х 500 мм, Ь = 750 мм (для верх-

31,909 Мах 16,495 1,082 -14,331 -29,745

24,202 8,7887 -6,6247 -22,038 -37,452 Мт

Рис. 15. Обе камеры осушены. Горизонтальные перемещения, мм

Соответствующие напряжения в металлической арматуре показаны на рис. 18.

Как видно из рис. 18, максимальные напряжения в металлической арматуре тыловой грани составили 164,0 МПа, что не превышает расчетного сопротивления для арматуры класса А-11 (280 МПа).

Результаты расчета при сочетании нагрузок 2 (рис. 5): одна из камер осушена

На рис. 19 показано распределение горизонтальных перемещений.

Из рис. 19 очевидно, что горизонтальные перемещения верха стены внутрь камеры составили: для левой стены — 31,1 мм, для правой стены — 32,0 мм.

Из рис. 20 видно, что раскрытие строительных швов происходит фактически на всю глубину (синие зоны) до сжатой зоны сечения.

Вертикальные напряжения в стене камеры шлюза показаны на рис. 21.

Из рис. 21 следует, что максимальные сжимающие напряжения в бетоне основного массива составляют -4,81 МПа, при этом с тыловой стороны происходит раскрытие горизонтальных строительных швов.

Соответствующие напряжения в металлической арматуре показаны на рис. 22.

Из рис. 22 видно, что максимальные напряжения в металлической арматуре тыловой грани составили 168,0 МПа, что не превышает расчетного сопротивления для арматуры класса А-11 (280 МПа).

Результаты расчета при сочетании нагрузок 1 с учетом коррозионного износа металлической арматуры в горизонтальных швах. Обе камеры осушены

В соответствии с исследованиями интенсивности коррозии металла класса Ст3 [10], применения

1,6416 Мах 1,2312 0,82082 0,41041 0

1,4364 1,026 0,61562 0,20521 -0,44809 Мт

I

л:

.Ш:

I. ||

-Ч: , и

ЛГ-

ду

и

ел

ев ы

Рис. 16. Обе камеры осушены. Распределение вертикальных напряжений в горизонтальных строительных швах, МПа

3,9422 Мах 2,9566 1,9711 0,98555 0

3,4494 2,4639 1,4783 0,949277 -4,8235 Мт

Рис. 17. Обе камеры осушены. Вертикальные напряжения в стене камеры шлюза, МПа

225 138,43 76,118 38,059 0

164 Мах 95,148 57,089 19,03

-0,40078 Мт

Л

У,

I ;

и

Р 1

I

"1

|

1 лги

Рис. 18. Обе камеры осушены. Напряжения в металлической арматуре стены камеры шлюза, МПа

31,982 Мах 17,966 3,9492 -10,067 -24,084

24,974 10,958 -3,0591 -17,076 -31,092 Мт

из

е>9

ел и

еч

и П •а т С ®

03 п

Рис. 19. Одна из камер осушена. Горизонтальные перемещения, мм 30

1,7196 Max 1,2897 0,85979 19,03 0

1,5046 1,0747 0,64484 0,21495

-0,46652 Min

¡A

ДГ

iOL/

- - ----

Рис. 20. Одна из камер осушена. Распределение вертикальных напряжений в строительных швах, МПа

Рис. 21. Одна из камер осушена. Вертикальные напряжения в стене камеры шлюза, МПа

расчетных методов определения скорости коррозии для оценки коррозионной агрессивности атмосферы ВИАМ/2009-205473, а также ГОСТ ISO 9223-2017 «Коррозия металлов и сплавов. Коррозионная агрессивность атмосферы. Классификация, определение и оценка», а также с учетом материалов [11-13], максимальная скорость коррозии металла составляет 50 мкм/год (0,05 мм/год).

При эксплуатации шлюза с 1951 г. общая коррозия арматуры составила порядка 14 %. В данном расчете диаметр тыловой арматуры уменьшен на 14 %.

На рис. 23 показано распределение горизонтальных перемещений.

Как видно из рис. 23, горизонтальные перемещения верха стены внутрь камеры составили:

для левой стены — 44,5 мм, для правой стены —

38,9 мм.

Вертикальные напряжения в стене камеры без учета работ по усилению стен камеры шлюза показаны на рис. 24.

Из рис. 24 следует, что максимальные сжимающие напряжения в бетоне основного массива составляют -7,67 МПа, при этом с тыловой стороны происходит раскрытие горизонтальных строительных швов.

Соответствующие напряжения в металлической арматуре показаны на рис. 25.

Из рис. 25 видно, что максимальные напряжения в металлической арматуре тыловой грани составили 230,0 МПа, что не превышает расчетное сопротивление для арматуры класса А-11 (280 МПа).

и

ел

ев

оо

225

138,43 76,118 38,059 0

167,83 Мах 95,148 57,089 19,03

-0,39942 Мш

| I

1г%

;( Г

■ { ч;*'

I

1

с -V'

^ - 4

1

\ I

г

Рис. 22. Одна из камер осушена. Напряжения в металлической арматуре стены камеры шлюза, МПа

Результаты расчета при сочетании нагрузок 1 с учетом коррозионного износа металлической арматуры и усиления преднапряженной базаль-токомпозитной арматурой (360 МПа). Обе камеры осушены

Выбор АБК обоснован следующими обстоятельствами [14-20]:

• стоимость АБК сравнима по стоимости со стальной арматурой;

• АБК имеет большую прочность (в 2,5-3 раза) на разрыв в сравнении со стальной арматурой при равном диаметре;

• АБК устойчива к щелочной среде бетона;

• вес АБК в сравнении со стальной арматурой меньше в 4-4,5 раза при равном диаметре;

• коррозионная стойкость (АБК не корродирует в водной, влагонасыщенной и в других агрессивных средах).

Преднапряженная АБК подвергалась предварительному напряжению на величину:

0,45 • К^ = 0,45 • 800 = 360 МПа,

где 0,45 — коэффициент согласно п. 7.1.1 СП 295.1325800.2017; К^ = 800 МПа — предел прочности АБК при растяжении согласно табл. 1 п. 5.2.4 СП 295.1325800.2017.

Расчетное преднапряжение составляет 360 МПа.

Установка АБК у тыловой грани выполняется по технологическим ограничениям с уклоном 6° к вертикали.

На рис. 26 представлено распределение напряжений в преднапряженной АБК.

Из рис. 26 видно, что фактическое преднапря-жение отличается от заданного расчетного в результате перераспределения усилий.

Методика расчетных исследований усиления предварительно напряженной базальтокомпозитной

_ С. 18—59

арматурой стен камер шлюзов с учетом фактических данных об их эксплуатационном состоянии

4,693 Мах 3,5198 2,3465 1,1733 0

4,1064 2,9331 1,7599 0,58663 -5,118 Мт

Рис. 24. Обе камеры осушены. Вертикальные напряжения в стене камеры шлюза, МПа

Рис. 25. Обе камеры осушены. Напряжения в металлической арматуре стены камеры шлюза, МПа

360,04 Мах 359,72 359,56 359,4

359,96 359,8 359,64 359,48 359,32 Мт

N9

И И

ев ы

Рис. 26. Обе камеры осушены. Распределение напряжений в преднапряженной АБК, МПа

Рис. 27. Обе камеры осушены. Горизонтальные перемещения, мм

На рис. 27 приведено распределение горизонтальных перемещений.

Из рис. 27 видно, что горизонтальные перемещения верха стены внутрь камеры составили: для левой стены — 37,4 мм, для правой стены — 32,7 мм.

Вертикальные напряжения в стене камеры без учета работ по усилению стен камеры шлюза показаны на рис. 28.

Максимальные сжимающие напряжения в бетоне основного массива составляют -5,49 МПа (рис. 28), при этом с тыловой стороны происходит раскрытие горизонтальных строительных швов.

Соответствующие напряжения в металлической арматуре показаны на рис. 29.

Как видно из рис. 29, максимальные напряжения в металлической арматуре тыловой грани составили 168,5 МПа, что не превышает рас-

четное сопротивление для арматуры класса А-11 (280 МПа).

Результаты расчета при сочетании нагрузок 1 с учетом коррозионного износа арматуры и усиления преднапряженной базальтокомпозитной арматурой (360 МПа). Обе камеры осушены

На рис. 30 представлено распределение напряжений в преднапряженной АБК.

Согласно рис. 30, фактическое преднапряжение отличается от заданного расчетного в результате перераспределения усилий.

На рис. 31 приведено распределение горизонтальных перемещений.

Горизонтальные перемещения верха стены внутрь камеры составили (рис. 31): для левой стены — 36,4 мм, для правой стены — 31,5 мм.

3,9689 Мах 2,9767 3,4728

1,9844 0,99222 0

2,4805 1,4883 0,49611

-5,4892 Мш

225

225

168,5 Мах 79,997 21,996

167 109 50,997 -7,0041 Мт

Рис. 29. Обе камеры осушены. Напряжения в металлической арматуре стены камеры шлюза, МПа

Рис. 30. Обе камеры осушены. Распределение напряжений в преднапряженной арматуре АБК, МПа

31,529 Мах 16,43 1,3314 -13,767 -28,866

23,98 8,8808 -6,218 -21,317 -36,415 Мт

ел

Рис. 31. Обе камеры осушены. Горизонтальные перемещения, мм —

Вертикальные напряжения в стене камеры без учета работ по усилению стен камеры шлюза показаны на рис. 32.

Максимальные сжимающие напряжения в бетоне основного массива (рис. 32) составляют -5,29 МПа, при этом с тыловой стороны происходит раскрытие горизонтальных строительных швов.

Соответствующие напряжения в металлической арматуре показаны на рис. 33.

Как видно из рис. 33, максимальные напряжения в металлической арматуре тыловой грани составили 161,5 МПа, что не превышает расчетное сопротивление для арматуры класса А-11 (280 МПа).

Результаты расчетов представлены в таблице.

3,8612 Мах

2,8959

1,9306

0,96531

3,3786

2,4133

1,448

0,48266

-5,2902 Мш

0

Рис. 32. Обе камеры осушены. Вертикальные напряжения в стене камеры шлюза, МПа

225

195,21

225

135,63 161,54 Мах

76,046

16,464

105,84

46,255

-13,327 Мш

из

е>9

ел и

еч

и П •а еа С ®

03 п

Рис. 33. Обе камеры осушены. Напряжения в металлической арматуре камеры шлюза, МПа 36

Сводная таблица с результатами расчетов

Вид напряжения При сочетании нагрузок 1: обе камеры шлюзов осушены При сочетании нагрузок 2: одна из камер шлюзов осушена При сочетании нагрузок 1: учтен коррозионный износ металлической тыловой арматуры в зонах раскрытия горизонтальных строительных швов При сочетании нагрузок 1: учтена преднапряженная АБК у лицевой грани При сочетании нагрузок 1: учтена преднапряженная АБК у тыловой грани

Горизонтальные перемещения верха стен по направлению внутрь камеры, мм 31,9 32,0 38,9 32,7 31,5

Вертикальные сжимающие напряжения в бетоне основного массива, МПа -4,82 -4,81 -7,67 -5,49 -5,29

Растягивающие напряжения в тыловой металлической арматуре, МПа 164,0 168,0 230,0 168,5 161,5

ЗАКЛЮЧЕНИЕ И ОБСУЖДЕНИЕ

Настоящая методика предусматривает конечно-элементное моделирование шлюзовых сооружений в составе системы «сооружение - засыпка - основание» в пространственной постановке, так как камеры и головы шлюза, а также их обратная засыпка взаимодействуют между собой.

Расчетные исследования показали, что максимальное смещение верха стен внутрь камер шлюзов с учетом коррозии металлической арматуры тыловой грани составило 38,9 мм при напряжении в растянутой арматуре тыловой грани стен — 230,0 МПа, которое достаточно близко (82 %) к расчетному сопротивлению для арматуры класса А-П (280 МПа), напряжения сжатия в бетоне основного массива увеличиваются до 7,67 МПа, что превышает расчетное сопротивление на сжатие для бетона класса В10 (6 МПа).

В ходе расчетных исследований выявлено тре-щинообразование в стенах по контактным поверхностям горизонтальных строительных межблочных швов в бетоне основного массива. Установлено наличие растягивающих напряжений в блоках бетонирования под межблочными швами. В соответствии с положениями пп. 8.20-8.26 СП 41.13330.2012 в конструкциях стен камер шлюзов требуется горизонтальная поперечная арматура в зонах расположения горизонтальных межблочных швов, что подтвердили расчеты.

В связи с тем, что в новом (лицевом) бетоне стен камер шлюзов выше отметки 64,50 м находится вся арматура лицевой грани конструкции, в соответствии с п.10.3.24 СП 63.13330.2018 «Бетонные

и железобетонные конструкции. Основные положения», а также п. 8.107 «Пособия по проектированию бетонных и железобетонных конструкций гидротехнических сооружений (без предварительного напряжения)» (П46-89) к СНиП 2.06.08-87 (ранее СНиП 11-56-77), необходимо обеспечить надежную анкеровку нового (лицевого) бетона в массиве основного бетона стен камер шлюзов. Анализ фактической анкеровки показал, что ее недостаточно.

Расчеты, выполненные в соответствии с положениями СП 63.13330.2018 и «Пособия по проектированию бетонных и железобетонных конструкций гидротехнических сооружений (без предварительного напряжения)», продемонстрировали, что требуется анкеровка не менее 640-760 мм в то время, как существующая анкеровка составляет не более 240-500 мм.

Из анализа результатов обследований, проведенных мероприятий по капитальному ремонту и комплекса расчетов следует, что реконструкция лицевой грани стен камер шлюзов № 15 и 16 Городецкого района гидротехнического сооружения сыграла роль сохранности бетона основного массива и восстановления параметров бетона сжатой зоны, при этом работа конструкции в целом и, в первую очередь, со стороны тыловой растянутой грани является не обеспеченной.

Для усиления конструкции камеры шлюза используется АБК.

Выбор АБК обоснован обстоятельствами: • стоимость АБК сравнима по стоимости со стальной арматурой;

и

ел

ев

оо

• АБК имеет большую прочность (в 2,5-3 раза) на разрыв в сравнении со стальной арматурой при равном диаметре;

• АБК устойчива к щелочной среде бетона;

• вес АБК в сравнении со стальной арматурой меньше в 4-4,5 раза при равном диаметре;

• коррозионная стойкость (АБК не корродирует в водной, влагонасыщенной и в других агрессивных средах).

Применение преднапрягаемой АБК дает следующие результаты:

• установка у лицевой грани позволяет уменьшить на 36 % растягивающие напряжения в тыловой металлической арматуре, подверженной коррозии в результате длительной эксплуатации;

• установка у тыловой грани дает возможность уменьшить на 42 % растягивающие напряжения в тыловой металлической арматуре, подверженной коррозии в результате длительной эксплуатации; уменьшить ширину раскрытия горизонтальных строительных швов, таким образом продлевая срок службы сооружения в целом.

СПИСОК ИСТОЧНИКОВ

1. Duic J., Kenno S., Das S. Performance of concrete beams reinforced with basalt fibre composite rebar // Construction and Building Materials. 2018. Vol. 176. Pp. 470-481. DOI: 10.1016/j.conbuild-mat.2018.04.208

2. Esfahani M.R., Kianoush M.R., Mora-di A.R. Punching shear strength of interior slab-column connections strengthened with carbon fiber reinforced polymer sheets // Engineering Structures. 2009. Vol. 31. Issue 7. Pp. 1535-1542. DOI: 10.1016/j.eng-struct.2009.02.021

3. Almassri B., Mahmoud F.A., Francois R. Behaviour of corroded reinforced concrete beams repaired with nsm cfrp rods, experimental and finite element study // Composites Part B: Engineering. 2016. Vol. 92. Pp. 1-25. DOI: 10.1016/j.compositesb.2015.01.022

4. Chellapandian M., Prakash S.S., Sharma A. Experimental and finite element studies on the flexural behavior of reinforced concrete elements strengthened with hybrid FRP technique // Composite Structures. 2019. Vol. 208. Pp. 466-478. DOI: 10.1016/j.comp-struct.2018.10.028

5. Hany N.F., Hantouche E.G., Harajli M.H. Finite element modeling of FRP-confined concrete using modified concrete damaged plasticity // Engineering Structures. 2016. Vol. 125. Pp. 1-14. DOI: 10.1016/ j.engstruct.2016.06.047

¡JJ 6. Li G., Zhang R., Yang Z., Zhou B. Finite ele-

*J ment analysis on mechanical performance of middle eo long cfst column with inner I-shaped CFRP profile un-3 der axial loading // Structures. 2017. Vol. 9. Pp. 63-69. g DOI: 10.1016/j.istruc.2016.09.007 ^ 7. Al-Saoudi A., Al-Mahaidi R., Kalfat R., Cer-

venka J. Finite element investigation of the fatigue IS performance of frp laminates bonded to concrete // * Composite Structures. 2019. Vol. 208. Pp. 322-337. !l DOI: 10.1016/j.compstruct.2018.10.001 ¡S IS 8. Рубин О.Д., Лисичкин С.Е., Зюзина О.В. Проч-

Ц g ность малоармированных железобетонных кон-

О О

S5 ® струкций с межблочными строительными швами,

Ц усиленных предварительно напряженной базальто-

х композитной арматурой // Природообустройство.

2021. № 1. С. 53-62. DOI: 10.26897/1997-6011-202 1-1-53-62

9. Беллендир Е.Н., Рубин О.Д., Лисичкин С.Е., Баклыков И.В. Методика моделирования и расчета железобетонных конструкций эксплуатируемых ГТС, усиленных предварительно напряженной ба-зальтокомпозитной арматурой // Природообустройство. 2021. № 5. С. 59-67. DOI: 10.26897/1997-60112021-5-59-67

10. ВапировЮ.М., Жирное А.Д., Мищенков Е.Н., Каримова С.А., Панин С.В., Добрянская О.А. и др. Применение расчетных методов определения скорости коррозии для оценки коррозионной агрессивности атмосферы. ВИАМ/2009-205473, 2010.

11. Penttala V. Causes and mechanisms of deterioration in reinforced concrete // Failure, Distress and Repair of Concrete Structures. 2009. Pp. 3-31. DOI: 10.1533/9781845697037.1.3

12. Rodrigues R., Gaboreau S., Gance J., Ignati-adis I., Betelu S. Reinforced concrete structures: A review of corrosion mechanisms and advances in electrical methods for corrosion monitoring // Construction and Building Materials. 2021. Vol. 269. P. 121240. DOI: 10.1016/j.conbuildmat.2020.121240

13. Chernin L. Effect of corrosion on the concrete-reinforcement interaction in reinforced concrete beams. Haifa, 2008. 184 p.

14. Li Z., Ma J., Ma H., Xu X. Properties and applications of basalt fiber and its composites // IOP Conference Series: Earth and Environmental Science. 2018. Vol. 186. P. 012052. DOI: 10.1088/17551315/186/2/012052

15. Hu W.W., Liu H.W., Zhao D.F., Yang Z.B. Applications and advantages of basalt assembly in construction industry // Advanced Materials Research. 2011. Vol. 332-334. Pp. 1937-1940. DOI: 10.4028/ www.scientific.net/AMR.332-334.1937

16. Dhand V., Garima M., Rhee K.Y., Park S.-J., Hui D. A short review on basalt fiber reinforced polymer composites // Composites Part B: Engineering. 2015. Vol. 73. Pp. 166-180. DOI: 10.1016/j.compo-sitesb.2014.12.011

17. Pavlovic A., Donchev T., Petkova D., Lim-bachiya M., Almuhaisen R. Pretensioned BFRP reinforced concrete beams: flexural behaviour and estimation of initial prestress losses // MATEC Web of Conferences. 2019. Vol. 289. P. 09001. DOI: 10.1051/ matecconf/201928909001

18. Беккер А.Т., Уманский А.М. Применение базальтопластиковой арматуры в конструкциях морских гидротехнических сооружений // Известия Всероссийского научно-исследовательского инсти-

Поступила в редакцию 20 сентября 2022 г. Принята в доработанном виде 29 сентября 2022 г. Одобрена для публикации 29 сентября 2022 г.

тута гидротехники им. Б.Е. Веденеева. 2016. Т. 282. С. 61-75.

19. Pareek K., Tiwari P., Verma S., Saha P. A review basalt fiber reinforced polymer and composites // 3rd International Conference on Sustainable Energy and Built Environment. 2017.

20. Vinotha Jenifer J., Brindha D. Development of hybrid steel-basalt fiber reinforced concrete — in aspects of flexure, fracture and microstructure // Revista de la construcción. 2021. Vol. 20. Issue 1. Pp. 62-90. DOI: 10.7764/RDLC.20.1.62

Об авторах: Олег Дмитриевич Рубин — доктор технических наук, доцент, директор; Филиал АО «Про-ектно-изыскательский и научно-исследовательский институт "Гидропроект" им. С.Я Жука» — «Научно-исследовательский институт энергетических сооружений» (Филиал АО «Институт Гидропроект» — «НИИЭС»); 125080, г. Москва, Волоколамское шоссе, д. 2; РИНЦ ГО: 423001; o.rubin@hydroproject.ru;

Евгений Николаевич Беллендир — доктор технических наук, директор; АО «Институт Гидропроект»; 125080, г. Москва, Волоколамское шоссе, д. 2; РИНЦ ГО: 272223; moscow_igor88@mail.ru;

Игорь Вячеславович Баклыков — главный специалист; Филиал АО «Проектно-изыскательский и научно-исследовательский институт "Гидропроект" им. С.Я. Жука» — «Научно-исследовательский институт энергетических сооружений» (Филиал АО «Институт Гидропроект» — «НИИЭС»); 125080, г. Москва, Волоколамское шоссе, д. 2; РИНЦ ГО: 915462, ORCID: 0000-0002-8374-9046; moscow_igor88@mail.ru;

Оксана Валерьевна Зюзина — инженер 1-й категории; Всероссийский научно-исследовательский институт гидротехники имени Б.Е. Веденеева (ВНИИГ им. Б.Е. Веденеева); 195220, г. Санкт-Петербург, ул. Гжатская, д. 21; РИНЦ ГО: 1087795; moscow_igor88@mail.ru;

Михаил Владимирович Шайтанов — кандидат технических наук, доцент, заместитель директора; АО «Ленгипроречтранс»; 198095, г. Санкт-Петербург, ул. Ивана Черных, д. 29, литера А; moscow_igor88@ mail.ru.

Вклад авторов: все авторы сделали эквивалентный вклад в подготовку публикации. Авторы заявляют об отсутствии конфликта интересов.

INTRODUCTION

The methodology of the computational research of prestressed basalt composite reinforcement (BCR) of the sluice chamber walls with regard to actual data on the operational condition is based on finite-element models of the system "structures - surrounding soil mass - foundation" and is presented by the example of the Gorodets hydraulic installation at the Volga River.

MATERIALS AND METHODS

Structural reinforcement on the basis of BCR allows increasing the bearing capacity of structures [1]. The choice of BCR is justified by the following circumstances:

• the cost of BCR is comparable in cost to steel re-

bar;

• BCR has a higher tensile strength (2.5-3 times) compared to steel reinforcement with the same diameter;

• BCR is resistant to alkaline environment of the concrete;

• the weight of BCR in comparison with steel reinforcement is 4-4.5 times less at the same diameter;

• corrosion resistance (BCR does not corrode in water, moisture-saturated and other aggressive environments).

Corrosion of steel reinforcement is inevitable in reinforced concrete structures with metal reinforcement. i Therefore, the use of BCR reinforcement is gaining popu- g larity in solving this problem when reinforcing structures. S „

The application of the finite element method is widespread to establish the actual state of the stress- g = strain state (SSS) of hydraulic structures (HS) [2-7]. —n' With the modern development of computer technology it is possible to solve nonlinear problems and determine o by calculation the actual location and opening of cracks 1 in structural elements. I

s

RESEARCH RESULTS S

CD

Input data for computational research (

The climate of the Gorodets waterworks area is 5 moderately continental (climatic zone II). The ave- ^

rage annual temperature is 4.6 °C. The coldest month is January -10.4 °C. Absolute minimum temperature of the coldest month is -41 °C. The warmest month is July 19.1 °C. Absolute maximum air temperature of the warmest month is 38 °C.

The navigable structures of the Gorodets hydroelectric complex include two strings of single-chamber reinforced concrete dock sluices with continuous bottom: the left string — sluice No. 15, the right string — sluice No. 16.

Total length of each sluice in plan is 340.6 m, total length of chambers is 290.0 m, width of chambers is 30.0 m. The length of the upper and lower heads of the sluices (according to the passport) are 28.0 and 32.6 m, respectively.

The upper heads of sluices No. 15, 16 are a non-slit reinforced concrete dock-type structure. Dimensions of heads in plan: length is 28.0 m, width is 56.0 m with variable bottom thickness.

The lower heads are an uncut reinforced concrete dock-type structure. Dimensions of the heads in plan: length is 32.6 m; width is 56.0 m.

The chambers of both sluices consist of 12 sections separated by temperature-settlement joints (TSJ). The same seams separate the upper and lower heads. Sections 1 and 12 of each sluice are 25.0 m long, other sections are 24.0 m long.

The face faces of the sections have a slope of 40:1, the slope of the rear faces of the walls is 5:1.

The sluice chambers have the following geometric dimensions: wall height is 14.00 m; bottom thickness is 3.55 m; parapet height is 1.10 m; parapet width is 0.60 m.

The sluice walls are cut by horizontal construction joints along the height with a spacing of about 3 m. In the massive lower part of the walls, the construction joints are located at the marks of 64.00 and 68.00 m.

On the side of the chamber between levels 67.55 and 77.55 m the walls of the sections of sluices were clad with shell plates 5 to 8 cm thick and 2.5 m high according to the design. The cladding consisted of four rows of plates. Below is a strip of unlined monolithic concrete, including 0.50 m high haunch.

Fig. 1, 2 show the plan and section of the sluice with geometric dimensions and elevations.

The normal navigable water level in the chambers is assumed to be at 76.50 m and practically does not change. The downstream level varies within the limits of 66.20-68.00 m.

The level of the ground water horizon beyond the chamber walls varies at the marks of 69.00-77.10 m.

Sluices No. 15 and 16: geological conditions

The upper heads and chambers of the sluices are situated on the alluvial deposits (clean quartz sands), which are located below the elevation of the foundation. The thickness of the sand strata is 10-13 m. The upper part of the sand strata is composed of fine-grained sands, gradually changing to medium-grained and in some places to coarse-grained sands.

The sands are underlain by rocks of the Tatar stage, represented by dense, stable and almost watertight bedrock of the Sarma Formation (clays, marls, siltstones), as well as dense clays and marls of the Urzhum Formation, which lie below. The total thickness of the clayey-marl formation is more than 100 m.

Backfilling of sluices and inter-chamber space of sluices was carried out with medium-grained sand. Density of sands in normal state y = 1,800 kg/m3. Angle of internal friction 9 = 30°, specific adhesion of soil C = 2 kPa.

Characteristics of reinforcement and concrete of the sluice chamber walls

Reinforcement of the walls is implemented with reinforcement frames and distribution grids of smooth reinforcement of A-I class and of periodic profile reinforcement of A-II class. Fig. 3 shows the wall reinforcement scheme for a typical section of a sluice chamber.

The area of the longitudinal working reinforcement installed from the rear face below the mark of 71,0 m is 55.56 cm2. The area of the longitudinal working reinforcement installed at the front face is 23.68 cm2. The reinforcement of the shell plates is carried out with mesh reinforcement of 06-10 mm class A-I.

in n

M M

CN

■mTiirrmiTmYmTiTrn^

Fig. 1. Plan of sluices No. 15 and 16

Fig. 2. Sluice chamber section

Pozzolanic cements were used in the construction of the main structures of sluices No. 15 and 16. Concrete grade of the main structures was accepted M110-M170. For concrete preparation concrete of M50 grade was used. For shell slabs concrete grade M250 was accepted. Thickness of protective layer of concrete was accepted 10-20 cm.

Overhaul of sluices

In 2012, Techtransstroy LLC developed a project of major repair of sluices No. 15, 16. In 2017-2019, shell slabs in sluices No. 15 and 16 above the 67.55 m mark damaged during long-term operation were dismantled with concrete cut-out to the depth of 250 mm

and laying of new concrete with anchoring in the concrete of the main mass to the depth of 220 mm. In the range of 64.50-67.55 m levels, the concrete of the main mass was cut down to a depth of 500 mm and new concrete was laid with anchoring in the concrete of the main mass to a depth of 250 mm. The class of the new concrete according to the design documentation is B22.5.

The instrumental examination showed that the facial concrete with a layer of 250 mm has an actual average strength of 45 MPa. On the basis of CR visual and instrumental examination has revealed cracking in the fair-faced concrete, and the following defects have been detected:

Fig. 3. Reinforcement diagram of the sluice chamber section

M

c/>

CD

oo

in n

M M

CN

• multidirectional cracks, including at concreting joints;

• traces of concrete leaching and water filtration;

• traces of corrosion of the reinforcement;

• traces of water infiltration into the sluice chamber.

Concrete cores were drilled from the top of chamber walls of sluices No. 15 and 16 and then tested. However, the results obtained in determining the strength and modulus of elasticity of concrete (which showed an average strength of 28 MPa and modulus of elasticity of 31,000 MPa), cannot be applied to the entire array of the sluice chamber walls, when taking cores from the concrete of the main array of structures, the yield of samples was insignificant.

For this reason as well as taking into account operating time, physical and mechanical characteristics corresponding to the design class of concrete B10 (compressive strength 6 MPa, modulus of elasticity 18,000 MPa) have been taken in calculations.

Thus, compressive strength of 6 MPa and modulus of elasticity 18,000 MPa have been assumed for the concrete of the main body of the walls in the calculations, except for the face (repair) new concrete.

Accepted design cases

On the basis of analysis of different load combinations in operation and major repair of sluice chambers, as well as on the basis of design materials and results of previous studies, two main design cases have been accepted which correspond to the most unfavorable load conditions of sluice chambers walls.

At the same time we considered the cases when the load on the rear face of the wall is the highest, because the most dangerous are the stresses in the reinforcement at the rear face and the displacement of the top of the walls into the chamber.

Taking into account the design diagrams presented in the project drawings, the highest groundwater level was assumed for the case of a drained chamber (with rapid emptying of the chamber, when the water level in the ground behind the wall does not have time to decrease). Similarly, the lowest groundwater level (which does not have time to rise after the water in the chamber) was taken for the filled chamber (for fast filling).

When the chamber is filled, the water pressure on the face of the wall largely compensates the pressure of the ground outside. At low groundwater level behind the wall, there may be tension in the reinforcement at the front face and displacement of the wall top towards the backfill. That is why the case of a filled chamber is not considered for the wall in question. However, its consideration is advisable to take into account the transfer of water pressure through the backfill soil of the interstitial space to the wall of the adjacent dried chamber.

Taking into account the above said, the first calculation case provides for a repair period when both chambers are drained, the ground water level is the highest,

as shown in Fig. 4. At the same time, the impact of winter temperature is taken into account.

In the second design case, one of the chambers is drained at the highest groundwater level. The other chamber is filled with water pressure transmitted through the soil of the interstitial space backfill (Fig. 5). In this case, the lowest temperature, which can correspond to this case.

Numerical modeling technique for reinforced concrete structures

The present technique provides for finite-element modeling of sluice structures as part of the system "structure - backfill - foundation" in spatial formulation, since the chambers and heads of the sluice, as well as their backfill interact with each other.

In developing the methodology, the experience of numerical modeling of HS reinforced concrete structures with construction joints [8, 9] was taken into account.

Finite element models take into account structural features of structures, including the actual placement of reinforcement. Horizontal and vertical contact building seams are modeled taking into account the reduction of strength under the joint action of shear with tension or compression as compared to a solid monolithic structure. The failure of the bond between the reinforcement and the concrete in the areas of opened horizontal construction joints and cracks is modeled.

Special approaches are used to model the cracking of construction joints and monolithic concrete, as well as the cracking of fair-faced concrete. In this case, the conditions for cracking are the action of tensile stresses exceeding the tensile strength of concrete and the strength of joints in a complex stress state, i.e. in the combined action of shear forces with tensile (or compressive) forces in the plane of construction joints.

In the calculation model, horizontal and vertical construction joints caused by interruptions in the concreting of the walls and repairs to the face of the concrete were specified. In the areas of construction joints, disruption of bonding of working reinforcement in the concrete of the sluice walls during the construction period was taken into account.

Due to cracking of the face (repair) concrete, the reduced deformation modulus was taken into account in the calculation models.

The calculation models also take into account corrosion deterioration of the working reinforcement of the rear face as a result of a long period of operation.

A fragment of sluice base mass, masses of soil for backfill of cavities behind outer walls of chambers and backfill of space between inner neighboring walls of two sluice strings were reproduced in the system "structure - backfill - foundation" model.

The loads are modeled according to the accepted design scheme (i.e., in accordance with the accepted levels of soil, groundwater, water in the chambers, etc.), and taking into account physical and mechanical prope-

78.00

Fig. 4. Analyzed combination 1

I = -15.4 °C

64.00

^JZ

60.50

60.50

ai-Qi al-Qfor

Pitt;

77.11)

\ [ 1 . £

61 00

78.00

al-Qm

Pitts

co Fig. 5. Analyzed combination 2

[fiW e anssi znofl 5!»aaua!as

rties of the materials of structures, foundation soils, and backfills. The basic and auxiliary program complexes used for computational investigations make it possible to get loads on structures from soil and water taking into account the modern level of ground mechanics theory (which in its turn reflects the peculiarities of soil pressure as active, reactive, passive, at rest, etc.).

Temperature influences were reproduced in the models "structure - backfill - foundation" in accordance with the average monthly and annual temperature values for the area of hydraulic structures on the basis of regulatory documents. Thermal-physical properties of the areas of the system "structure - backfill - foundation" were also taken into account.

Preliminarily, within the framework of one of the modules of the computational software complex, the problem of temperature distribution within the computational domain was solved. Initial design temperature values were set on the contour of the computational domain and then, taking into account thermal-physical properties of domain elements, temperature values inside the domain were calculated.

In accordance with the obtained temperature distribution in each final element, into which the computational domain was divided, the main task of determining the deformed and then the stressed state of the structure was solved.

One of the most important features of the approach to modeling of structures, which distinguishes it from traditional approaches to ordinary engineering calculations accepted in designing, is that it allows taking into account various damages, defects and other deviations from the assumptions accepted in designing, by including them in the developed and corrected finite-element models.

Fig. 6 shows a general view of the modeled computational domain, including sluices No. 15 and 16, the base and the soil backfill. Fig. 7 shows a fragment of the model of the sluice chamber.

In the finite-element models, the actual condition of sluice chamber wall structures obtained as a result of full-scale inspections as well as in the course of analysis of full-scale observation data were taken into account.

Results of verification calculations of sluice chamber walls

Verification calculations of SSS sluice chamber walls as a part of the system "building - backfill - foundation" with regard to their actual state have been made.

Calculations were carried out by numerical methods on the basis of finite-element models in accordance with calculation schemes. As noted above, the problem of temperature distribution within the computational domain was solved in advance. The results of winter temperature calculations are shown in Fig. 8.

Calculation of anchorage strength of the repair concrete layer

Repair of the facial edges is performed by replacing the concrete of the facial face of the wall at the top of 67.55 m to the top of the wall to a depth of 250 mm, and in the lower part of the wall with a mark of 64.50 to 67.55 m to a depth of 500 mm. Thus, when the concrete is punctured, the reinforcement of the facial face is exposed with its subsequent replacement.

The new concrete is connected to the concrete of the main mass by means of anchorage. The 250 mm thick concrete (with a mark of 67.55 m to the top of the wall) is anchored into the main mass concrete to a depth of 220 mm.

The 500 mm thick repair concrete (at 64.50-67.55 m) is anchored to a depth of 250 mm to the existing concrete with 750 mm anchor rods. The anchoring is carried out by reinforcing bars with a diameter of 12 mm with a spacing of 500 x 500 mm.

The anchor rods are located at an angle of 10° to the horizon.

Fig. 7. Fragment of the finite-element model of a section of sluice chamber No. 15

The new concrete has a strength of 45 MPa, which is higher than the strength of the concrete in the array (class B10). In this regard, during long-term operation, the vertical construction joint at the contact of the new concrete and the base mass concrete will open due to different deformability of the concretes (E = 36,000 MPa and

J v new 7

EM = 18,000 MPa), and the new concrete can actually hold together only due to anchorage. The use of McFlow expanding cement during repair work also did not and could not contribute to the formation of a strong adhesion layer between the base concrete and the repair zone concrete.

Checking the load-bearing capacity of the actual anchorage

The loads affecting the contact zone between the concrete of the main mass and the concrete of the re-

pair zone are the back pressure of the water accumulating in the joint.

The diagram for calculating the anchorage above the 67.55 m mark is shown in Fig. 9.

To calculate the adequacy of the actual anchoring, SSS calculations were performed based on the model shown in Fig. 10.

The calculation model includes: 1) 012 mm A-III anchor rods; 2) B10 base mass concrete; and 3) anchor hole fill.

In the computational model, the anchor rods are initially rigidly bonded to the filler (concrete) of the anchor holes by bond equations, which, as a result of the calculation, automaticall.rupture when the effective tensile strength of the concrete exceeds the existing stresses.

Fig. 9. Reinforcement scheme 2: 012A-III step 500 x 500 mm; L = 470 mm; L = 185-240 mm

As a computational mathematical model of concrete, the model of fracturing concrete is adopted, which allows automatic modeling of cracking in excess of the acting tensile strength stresses of concrete.

Concrete characteristics in accordance with

CR 41.13330.2012: R = 0.57 MPa, R, = 6.00 MPa,

bt ' b '

Ek = 18,000 MPa.

b

To determine the sufficiency of the actual anchorage, SSS calculations have been made under the action of counter-pressure in the vertical construction joint, the design diagram of the load is shown in Fig. 11.

With the gap between the "new" concrete and the "base mass concrete", the maximum amount of water back pressure will be:

p = (76.50 m-67.55 m) 1,000 kg/m3 x x 9.81 m/s2 = 87.80 kPa.

Fig. 12, a shows that a cracking zone is formed around the anchor rods. At the same time, as can be seen in the section (Fig. 12, b), the cracking zone reaches actually to the end of the rod, which characterizes the failure of the bond.

Stresses in the reinforcing bar in this case are shown in Fig. 13.

It follows from Fig. 13 that the maximum tension in the reinforcement is 177.93 MPa, which does not exceed the design resistance of reinforcement of A-III class, equal to 365 MPa. Thus, the actual anchorage cannot withstand the back pressure in the vertical construction joint.

Analytical calculations to check the actual anchorage

There are 4 anchors working on an area of 1 m2 (500 x 500 mm spacing). In this case the force in one

in

n

M M

CN

Vertical construction joint

Vertical construction joint

Anchor rods

Fig. 10. Calculation model for anchorage verification

Fig. 11. Calculation scheme of the counterpressure action in the vertical construction joint

y \

JßI

■J

K

a b

Fig. 12. The cracking zone of the concrete of the main massif: a is a general view from the side of the vertical construction joint; b is a sectional view of the anchor bar

anchor, taking into account the angle of inclination of the anchor will be:

Sh=2nRL =

N.

cos(l80°-10°-1.5°) p

2-3.14

18 mm

v 2 y

240 mm = 0.01357 m2;

0.98 -87.80 kPa

tangential stresses arising on the contact will be:

: 21.51 kN.

Na

21.51 kN 0.01357 m2

= 1.58 MPa,

Tensile stresses in the reinforcement of anchors 012 A-III:

21.51 kN

which is greater than the shear strength of concrete of class B75(M110):

" A„ 1.131cm2/10,000

= 190 MPa,

which is less than the design resistance of the reinforcement of class A-III, equal to 365 MPa.

The contact area in the borehole (018 mm) "concrete of the main mass" - "mortar on Portland cement around the anchor" is:

Rb,SH=0.7^Rb-Rbt = = 0.7 -V4.5 MPa-0.48 MPa =0.71 MPa,

pull-out strength of anchors 012 mm at anchorage depth of 240 mm is not secured, which is proved by FEM calculations.

177.93 Max 138.49 99.048 59.607 20.166

158.21 118.77 79.327 39.886 0.44508 Min

M

C0

CD 3

Fig. 13. Stresses in the reinforcing bar, MPa

b

in n

M M

CN

Preliminary calculations of the anchorage for 12 mm diameter reinforcement have shown that the anchorage depth must be at least 640 mm.

The scheme for calculating the anchorage below the 67.55 m mark is shown in Fig. 14.

With a gap between the "new" concrete and the "main mass concrete", the maximum value of counter-pressure will be:

p = (76.50 m - 64.40 m) 1,000 kg/m3 x x9.81m/s2 =117.7 kPa.

There are 2.8 anchors (pitch 700 x 500 mm) acting on an area of 1 m2. In this case, the force in one anchor, taking into account the angle of the anchor will be:

cos(1800-10°-1.5°)JP _

N„

0.98 -87.80 kPa

: 41.20 kN.

The tensile stresses in the anchor reinforcement 025 A-III will be:

A.

A.

41.20 kN

4.909 cm2 / 10,000

= 84 MPa,

which is less than the design resistance of the reinforcement of class A-III, equal to 365 MPa.

The contact area in the borehole (032 mm) "concrete of the main mass" - "mortar on Portland cement around the anchor" is:

S,=2-n-R-L = 2-3.14-

32 mm

•500 mm =

= 0.05027 m2; tangential stresses arising at the contact will be: Na 41.20 kN

t b =-

0.05027 m2

= 0.82 MPa,

■■■ i;j iiii II |Bia ¡ijli iiiii ■■■■■■■■■

iiimiiiiH iimiM iiiiimiiii

■ 11 ll< ■■■■■■ ■■■••■■■•■■■•■■■■■•I

■ ■■ cl II «■■■■■«>•• if ■!

)i;l(|iiHiidiiiiiiHiinriititl

■mm»

which is greater than the shear strength of concrete of class B7.5(M110)

= 0.7 • V4.5 MPa-0.48 MPa =0.71 MPa,

pull-out strength of 025 mm anchors at anchorage depth of 500 mm is not ensured.

Calculation results with load combination 1 (Fig. 4): both chambers are drained

Fig. 15 shows the distribution of horizontal displacements.

As seen in Fig. 15, the horizontal displacements of the top of the wall inside the chamber were: for the left wall 37.5 mm, for the right wall 31.9 mm.

It follows from Fig. 16 that the opening of the horizontal construction joints occurs actually to the full depth (blue zones) up to the compressed area of the section.

The vertical stresses in the wall of the sluice chamber are shown in Fig. 17.

As can be seen from Fig. 17, the maximum com-pressive stresses in the concrete of the main body are -4.82 MPa, with horizontal construction joints opening on the rear side.

The corresponding stresses in the metal reinforcement are shown in Fig. 18.

As it is seen from Fig. 18, maximum tension in the metal bars of the rear wall was 164.0 MPa, which does not exceed the design resistance for the reinforcement of A-II class (280 MPa).

Results of calculation at the combination of loads 2 (Fig. 5): one of the chambers is drained

Fig. 19 shows the distribution of horizontal displacements.

Fig. 14. Reinforcement scheme 1: 025AIII step 600 x 500 mm, L = 750 mm; 025AIII step 700 x 500 mm, L = 750 mm (for the upper anchors); La = 155-500 mm

b

Fig. 15. Both chambers are drained. Horizontal displacements, mm

¡hi—^m

1.6416 Max 1.2312 0.82082 0.41041 0

1.4364 1.026 0.61562 0.20521

-0.44809 Min

. I?

I it?

Fig. 16. Both chambers are drained. Distribution of vertical stresses in horizontal construction joints, MPa

From Fig. 19, it is clear that the horizontal displacements of the top of the wall inside the chamber were: for the left wall 31.1 mm, for the right wall 32.0 mm.

Fig. 20 shows that opening of construction joints occurs actually to the full depth (blue zones) up to the compressed zone of the section.

The vertical stresses in the wall of the sluice chamber are shown in Fig. 21.

It follows from Fig. 21 that the maximum com-pressive stresses in the concrete of the main body are -4.81 MPa, with horizontal construction joints opening on the rear side.

The corresponding stresses in the metal reinforcement are shown in Fig. 22.

It is evident from Fig. 22 that the maximum stresses in the metal reinforcement of the rear face were 168.0 MPa, which does not exceed the design resistance for the reinforcement of A-II class (280 MPa).

Results of calculation at the combination of loads 1, taking into account the corrosion deterioration of metal reinforcement in the horizontal joints. Both chambers are drained

In accordance with studies of the corrosion rate of steel class St3 [10], the application of calculation methods for determining the rate of corrosion to assess the corrosive aggressiveness of the atmosphere VIAM/2009-205473, as well as GOST ISO 9223-2017 "Corrosion of metals and alloys. Corrosion aggressiveness of the atmosphere. Classification, determination and evaluation" and taking into account the materials [11-13], the maximum metal corrosion rate is 50 ^m/year (0.05 mm/year).

During the operation of the sluice since 1951 the total corrosion of the reinforcement was about 14 %. In this calculation, the diameter of the rear reinforcement is reduced by 14 %.

Fig. 18. Both chambers are drained. Stresses in the metal reinforcement of the sluice chamber wall, MPa

1.7196 Max 1.2897 0.85979 19.03 0

1.5046 1.0747 0.64484 0.21495 -0.46652 Min

¡A

■I

4!r nop

- - ----

Fig. 20. One of the chambers is drained. Distribution of vertical stresses in construction joints, MPa

3.9349 Max 2.9512 1.9674 0.98372 0

3.443 2.4593 1.4756 0.49186 -4.8119 Min

Fig. 21. One of the chambers is drained. Vertical stresses in the wall of the sluice chamber, MPa

225

138.43 76.118 38.059 0

167.83 Max 95.148 57.089 19.03

-0.39942 Min

W

V

■ ■ I <

1

X.

I"

C0

n

3

Fig. 22. One of the chambers is drained. Stresses in the metal reinforcement of the sluice chamber wall, MPa

38.855 Max

29.591

20.327 1.7979 -16.731 -35.259

11.062 -7.4664 -25.995 -44.524 Min

Fig. 23. Both chambers are dehumidified. Horizontal displacements, mm

Fig. 23 shows the distribution of horizontal displacements.

As it can be seen from Fig. 23, the horizontal displacement of the top of the wall inside the chamber was: for the left wall 44.5 mm, for the right wall 38.9 mm.

The vertical stresses in the chamber wall without taking into account the works to strengthen the sluice chamber walls are shown in Fig. 24.

It follows from Fig. 24 that the maximum com-pressive stresses in the concrete of the main body are -7.67 MPa, with horizontal construction joints opening on the rear side.

The corresponding stresses in the metal reinforcement are shown in Fig. 25.

It is evident from Fig. 25 that the maximum stresses in the metal reinforcement of the rear face were

230.0 MPa, which does not exceed the design resistance for the reinforcement of A-II class (280 MPa).

Results of calculation at the combination of loads 1, taking into account the corrosion deterioration of metal reinforcement and reinforcement with prestressed basalt-composite reinforcement (360 MPa). Both chambers are drained

The choice of BCR is justified by the following circumstances [14-20]:

• the cost of BCR is comparable in cost to steel rebar;

• BCR has a higher tensile strength (2.5-3 times) compared to steel reinforcement with the same diameter;

• BCR is resistant to alkaline environment of the concrete;

• the weight of BCR in comparison with steel reinforcement is 4-4.5 times less at the same diameter;

230.02 Max

225

196.79

140.37

83.951

27.532

168.58

112.16

55.741

-0.67817 Min

Fig. 25. Both chambers are drained. Stresses in the metal reinforcement of the sluice chamber wall, MPa

• corrosion resistance (BCR does not corrode in water, moisture-saturated and other aggressive environments).

The prestressed BCR was prestressed by the value:

0.45 • Rfn = 0.45 • 800 = 360 MPa,

where 0.45 is the coefficient according to paragraph 7.1.1 of SR 295.1325800.2017; R = 800 MPa is

' fn

the ultimate tensile strength of BCR according to table 1 of paragraph 5.2.4 SR 295.1325800.2017.

The calculated prestress is 360 MPa.

BCR installation at the back face is performed according to technological constraints with a slope of 6° to the vertical.

Fig. 26 shows the distribution of stresses in the prestressed BCR.

Fig. 26 shows that the actual prestressing differs from the calculated one as a result of redistribution of forces.

Fig. 27 shows the distribution of horizontal displacements.

НГ

360.04 Max

359.96

359.72 359.56 359.4

359.8 359.64 359.48 359.32 Min

C/>

CD Ы

Fig. 26. Both chambers are drained. Stress distribution in the prestressed BCR, MPa

32.721 Max

24.936

17.15

1.5798

-13.991

-29.561

9.3651

-6.2055

-21.776

-37.347 Min

Fig. 27. Both chambers are dehumidified. Horizontal displacements, mm

Fig. 27 shows that the horizontal displacement of the top of the wall inside the chamber was: for the left wall 37.4 mm, for the right wall 32.7 mm.

The vertical stresses in the chamber wall without taking into account the works on strengthening the walls of the sluice chamber are shown in Fig. 28.

The maximum compressive stresses in the concrete of the main massif are -5.49 MPa (Fig. 28), with horizontal construction joints opening on the rear side.

The corresponding stresses in the metal reinforcement are shown in Fig. 29.

As it is seen from Fig. 29, maximum tension in the metal bars of the rear face was 168.5 MPa, which does not exceed the design resistance for the reinforcement of class A-II (280 MPa).

Results of calculation at the combination of loads 1, taking into account corrosion deterioration of the reinforcement and reinforcement with prestressed basalt-composite reinforcement (360 MPa). Both chambers are drained.

Fig. 30 shows the stress distribution in the prestressed BCR.

According to Fig. 30 the actual prestressing differs from the calculated one as a result of redistribution of forces.

Fig. 31 shows the distribution of horizontal displacements.

Horizontal displacement of the top of the wall inside the chamber were (Fig. 31): for the left wall 36.4 mm, for the right wall 31.5 mm.

3.9689 Max 2.9767 3.4728

1.9844 0.99222 0

2.4805 1.4883 0.49611

-5.4892 Min

225

I f 1

225

168.5 Max 79.997 21.996

167 109 50.997 -7.0041 Min

Fig. 29. Both chambers are drained. Stresses in the metal reinforcement of the sluice chamber wall, MPa

365.79 Max

365.64

365.2 364.91 364.62

365.35 365.06 364.77 364.48 Min

Fig. 30. Both chambers are drained. Stress distribution in the prestressed BCR reinforcement, MPa

31.529 Max 16.43 1.3314 -13.767 -28.866

23.98 8.8808 -6.218 -21.317 -36.415 Min

M

C0

n 3

Fig. 31. Both chambers are dehumidified. Horizontal displacements, mm

Vertical stresses in the chamber wall without taking into account the works on strengthening the walls of the sluice chamber are shown in Fig. 32.

The maximum compressive stresses in the concrete of the main mass (Fig. 32) are -5.29 MPa, with horizontal construction joints opening on the rear side.

3.8612 Max 2.8959 1.9306

3.3786 2.4133

The corresponding stresses in the metal reinforcement are shown in Fig. 33.

As can be seen from Fig. 33, the maximum stresses in the metal reinforcement of the rear face were 161.5 MPa, which does not exceed the design resistance for the reinforcement of class A-II (280 MPa).

The results of the calculations are presented in the table.

1.448 0.48266 -5.2902 Min

Fig. 32. Both chambers are drained. Vertical stresses in the wall of the sluice chamber, MPa

225 195.21 135.63 76.046 16.464

225 161.54 Max 105.84 46.255 -13.327 Min

in n

M M

CN

u

Fig. 33. Both chambers are drained. Stresses in the metal reinforcement of the sluice chamber wall, MPa 56

Summary table with the results of calculations

Stress type With a combination of loads 1: both sluice chambers are drained With load combination 2: one of the sluice chambers is drained With a combination of loads 1: the corrosion wear of the metal rear reinforcement in the areas of the opening of horizontal construction joints is taken into account With load combination 1: the prestressed BCR at the front edge is taken into account With load combination 1: the pre-stressed BCR at the back edge is taken into account

Horizontal displacement of the top of the walls in the direction inside the chamber, mm 31.9 32.0 38.9 32.7 31.5

Vertical compressive stresses in the concrete of the main mass, MPa -4.82 -4.81 -7.67 -5.49 -5.29

Tensile stresses in the rear metal reinforcement, MPa 164.0 168.0 230.0 168.5 161.5

CONCLUSION AND DISCUSSION

The present method provides for finite-element modeling of sluice structures as part of the system "structure - backfill - foundation" in spatial formulation, since the sluice chambers and heads, as well as their backfill, interact with each other.

The computational research has shown that the maximum displacement of the walls top inside the sluice chambers, taking into account corrosion of the metal reinforcement of the rear face, is 38.9 mm with the stress in the tensile reinforcement of the walls rear face being 230.0 MPa, which is close enough (82 %) to the design resistance for A-II class reinforcement (280 MPa), compression stress in the main body increases to 7.67 MPa, which exceeds the design resistance to compression for B10 class concrete (6 MPa).

In the course of calculation research, cracking in the walls on the contact surfaces of horizontal building joints in the concrete of the basic mass has been revealed. The presence of tensile stresses in the concreting sluices under the sluice joints has been established. In accordance with the provisions of paragraphs 8.20-8.26 of SR 41.13330.2012 in the structures of sluice chamber walls it is required to have horizontal transverse reinforcement in the areas of horizontal sluice joints which was confirmed by the calculations.

Due to the fact that in the new (face) concrete of the sluice chamber walls above the mark of 64.50 m all the reinforcement of the front face of the structure is located, in accordance with paragraph 10.3.24 of SR 63.13330.2018 "Concrete and reinforced concrete structures. General provisions", as well as item 8.107 "Concrete and reinforced concrete design manual for hydraulic structures (without prestressing)" (P46-89) to SNiP 2.06.08-87 (former SNiP II-56-77), it is necessary to ensure reliable anchorage of new (front) concrete in

mass of main concrete of sluice chamber walls. Analysis of actual anchorage showed that it is not enough.

Calculations made in accordance with provisions of SR 63.13330.2018 and "Design manual for concrete and reinforced concrete structures of hydraulic structures (without prestressing)" have shown that anchorage is required at least 640-760 mm, while the existing anchorage is 240-500 mm.

From the analysis of the results of inspections, overhaul measures and complex calculations it follows that the reconstruction of the front face of the walls of the sluice chambers No. 15 and 16 of the Gorodets hydraulic structure has played the role of preserving the concrete of the main mass and restoring the parameters of the compressed zone, while the work of the structure as a whole and, above all, from the rear stretched face is not secured.

BCR is used to strengthen the sluice chamber structure.

The choice of BCR is justified by circumstances:

• the cost of BCR is comparable in cost to steel rebar;

• BCR has a higher tensile strength (2.5-3 times) compared to steel reinforcement with the same diameter;

• BCR is resistant to alkaline environment of the concrete;

• the weight of BCR in comparison with steel reinforcement is 4-4.5 times less at the same diameter;

• corrosion resistance (BCR does not corrode in water, moisture-saturated and other aggressive environments).

The use of pre-stressed BCR yields the following results:

• installation at the front face allows to reduce by 36 % the tensile stresses in the rear metal reinforcement subjected to corrosion as a result of long-term operation;

M

Ol

n

M 5

• installation in the rear face makes it possible to reduce tensile stresses in the rear metal reinforcement, subject to corrosion as a result of long-term use, reduce

the opening width of horizontal construction joints, thereby extending the service life of the building as a whole.

REFERENCES

1. Duic J., Kenno S., Das S. Performance of concrete beams reinforced with basalt fibre composite rebar. Construction and Building Materials. 2018; 176:470-481. DOI: 10.1016/j.conbuild-mat.2018.04.208

2. Esfahani M.R., Kianoush M.R., Moradi A.R. Punching shear strength of interior slab-column connections strengthened with carbon fiber reinforced polymer sheets. Engineering Structures. 2009; 31(7):1535-1542. DOI: 10.1016/j.eng-struct.2009.02.021

3. Almassri B., Mahmoud F.A., Francois R. Behaviour of corroded reinforced concrete beams repaired with NSM CFRP rods, experimental and finite element study. Composites Part B: Engineering. 2016; 92:1-25. DOI: 10.1016/j.compositesb.2015.01.022

4. Chellapandian M., Prakash S.S., Sharma A. Experimental and finite element studies on the flexural behavior of reinforced concrete elements strengthened with Hybrid FRP technique. Composite Structures. 2019; 208:466-478. DOI: 10.1016/j.comp-struct.2018.10.028

5. Hany N.F., Hantouche E.G., Harajli M.H. Finite element modeling of FRP-confined concrete using modified concrete damaged plasticity. Engine-eringStructures. 2016; 125:1-14. DOI: 10.1016/j.eng-struct.2016.06.047

6. Li G., Zhang R., Yang Z., Zhou B. Finite element analysis on mechanical performance of middle long cfst column with inner I-Shaped CFRP profile under axial loading. Structures. 2017; 9:63-69. DOI: 10.1016/j.istruc.2016.09.007

7. Al-Saoudi A., Al-Mahaidi R., Kalfat R., Cer-venka J. Finite element investigation of the fatigue performance of FRP Laminates Bonded to Concrete. Com-

¡25 posite Structures. 2019; 208:322-337. DOI: 10.1016/ *t j.compstruct.2018.10.001

CO 8. Rubin O.D., Lisichkin S.E., Zyuzina O.V.

® Strength of low-reinforced concrete structures with «g the interblock construction joints reinforced by pre™ stressed basalt-composite bars. Environmental Engineering. 2021; 1:53-62. DOI: 10.26897/1997-6011-2 ■J5 021-1-53-62 (rus.).

SS 9. Bellendir E.N., Rubin O.D., Lisichkin S.E.,

go Baklykov V. Methods of modeling and calculation «3 «g of reinforced concrete structures of operated GTS, rets 2 inforced with prestressed basalt composite reinforceS g ment. Environmental Engineering. 2021; 5:59-67. S DOI: 10.26897/1997-6011-2021-5-59-67 (rus.). ■g 10. Vapirov Yu.M., Zhirnov A.D., Mishchen-

kov E.N., Karimova S.A., Panin S.V., Dobryans-

kaya O.A. et al. Application of calculation methods for determining the corrosion rate to assess the corrosive aggressiveness of the atmosphere. VIAM/2009-205473, 2010. (rus.).

11. Penttala V. Causes and mechanisms of deterioration in reinforced concrete. Failure, Distress and Repair of Concrete Structures. 2009; 3-31, DOI: 10.1533/9781845697037.1.3

12. Rodrigues R., Gaboreau S., Gance J., Ignati-adis I., Betelu S. Reinforced concrete structures: A review of corrosion mechanisms and advances in electrical methods for corrosion monitoring. Construction and Building Materials. 2021; 269:121240. DOI: 10.1016/ j.conbuildmat.2020.121240

13. Chernin L. Effect of corrosion on the concrete-reinforcement interaction in reinforced concrete beams. Haifa, 2008; 184.

14. Li Z., Ma J., Ma H., Xu X. Properties and applications of basalt fiber and its composites. IOP Conference Series: Earth and Environmental Science. 2018; 186:012052. DOI: 10.1088/17551315/186/2/012052

15. Hu W.W., Liu H.W., Zhao D.F., Yang Z.B. Applications and advantages of basalt assembly in construction industry. Advanced Materials Research. 2011; 332-334:1937-1940. DOI: 10.4028/ www.scientific.net/AMR.332-334.1937

16. Dhand V., Garima M., Rhee K.Y., Park S.-J., Hui D. A short review on basalt fiber reinforced polymer composites. Composites Part B: Engineering. 2015; 73:166-180. DOI: 10.1016/j.composi-tesb.2014.12.011

17. Pavlovic A., Donchev T., Petkova D., Lim-bachiya M., Almuhaisen R. Pretensioned BFRP reinforced concrete beams: flexural behaviour and estimation of initial prestress losses. MATEC Web of Conferences. 2019; 289:09001. DOI: 10.1051/ matecconf/201928909001

18. Bekker A.T., Umansky A.M. Application of basalt-plastic reinforcement in the structures of offshore hydroengineering constructions. Proceedings of the VNIIG. 2016; 282:61-75. (rus.).

19. Pareek K., Tiwari. P., Verma S., Saha P. A review basalt fiber reinforced polymer and composites. 3rd International Conference on Sustainable Energy and Built Environment. 2017.

20. Vinotha Jenifer J., Brindha D. Development of hybrid steel-basalt fiber reinforced concrete — in aspects of flexure, fracture and microstructure. Revista de la construcción. 2021; 20(1):62-90. DOI: 10.7764/RDLC.20.1.62

Received September 20, 2022.

Adopted in revised form on September 29, 2022.

Approved for publication on September 29, 2022.

BioNoiEs: Oleg D. Rubin — Doctor of Technical Sciences, Assistant Professor, Director; Branch of JSC "Design, survey and research institute «Hydroproject» named after S.Y. Zhuka" — "Research institute of energy structures" (Branch of JSC "Institute Hydroproject" — "NIIES"); 2 Volokolamskoye highway, Moscow, 125080, Russian Federation; ID RISC: 423001; o.rubin@hydroproject.ru;

Evgenii N. Bellendir — Doctor of Technical Sciences, Director; JSC "Institute Hydroproject"; 2 Volokolamsk highway, Moscow, 125080, Russian Federation; ID RISC: 272223; moscow_igor88@mail.ru;

Igor V. Baklykov — Chief Specialist; Branch of JSC "Design, survey and research institute «Hydroproject» named after S.Y. Zhuka" — "Research institute of energy structures" (Branch of JSC "Institute Hydroproject" — "NIIES"); 2 Volokolamskoye highway, Moscow, 125080, Russian Federation; ID RISC: 915462, ORCID: 0000-0002-8374-9046; moscow_igor88@mail.ru;

Oksana V. Ziuzina — engineer of the 1st category; All-Russian Research Institute of Hydraulic Engineering named after B.E. Vedeneev (VNIIG named after B.E. Vedeneev); 21 Gzhatskaya st., St. Petersburg, 195220, Russian Federation; ID RISC: 1087795; moscow_igor88@mail.ru;

Mikhail V. Shaitanov — Candidate of Technical Sciences, Associate Professor, Deputy Director; JSC "Lengiprorechtrans"; 29 Ivana Chernykh st., letter A, St. Petersburg, 198095, Russian Federation; moscow_igor88@ mail.ru.

Authors ' contributions: all authors have made equivalent contributions to the publication. The authors declare no conflict of interest.