تجزیه و تحلیل عناصر محدود و مطالعه تجربی بر روی عملکرد لرزه ای سازه های فروسمنت یا (ملات با تور سیمی) – کامپوزیتی در یک ساختمان کامل

Finite Element Analysis and Experimental Study on Seismic Performance of Ferrocement-Composite Shell in a Full-Scale Building

Abstract

Design of reinforced-concrete shell is most challenging for structures in seismic zones. Ferrocementmasonry buildings require seismic evaluation. However, a seismic code has not yet developed for ferrocement building. The complexity of structures’ geometry substantially contributes to structural performance when an earthquake occurs [1]; the more complex the geometry is, the more likely building elements are to not move together. Ferrocement composite in low-rise buildings is a cost-effective solution in developing countries because it requires minimal skilled labor. Woven square mesh reinforcement decreases crack propagation and ferrocement enhances homogeneity of the concrete matrices [3]. Additionally, ferrocement is used for rehabilitation of existing reinforced-concrete (RC) structures. Some studies result indicated ferrocement higher in-plain shear and moment capacity compared to fiber reinforced polymer (FRP) [2]. In this research, the behavior of ferrocement masonry building incorporating steel-fiber reinforcement was assessed under dynamic load. Steel fiber and ferrocement increased stress capacity and reduced shrinkage, crack propagation, early fatigue mechanism, and failure under cyclic load. The main objective of this research is to simulate ferrocement shell in a high seismic zone and assess it with finite-element method (FEM). Structural damage zones, failure mechanism under static and seismic loads were designed by Sap 2000 software (Version 11.07). Numerical FEM analysis was based on fabricating steel-square meshes and ferrocement matrices as homogenized and isotropic laminates. The experimental result of this research in a full-scale building indicated 70% reduction in construction costs compared to conventional masonry building.

1 Introduction

Ferrocement composite materials include cement, fly ash, sand, wire mesh, skeletal steel [4, 20-22, 24]. Steel bar is considered a costly material for reinforcing concrete. Additionally, crack propagation along rebar is a crucial issue [6-7, 9]. However, ferrocement provides less expensive composite, reduces the number of rebars, develop fewer cracks on and within the concrete due to wire mesh and steel fibers [14, 8, 24, 26]. Ferrocement research begun by Lambot and offered a various residential and commercial applications for reinforced concrete in 1850. However, in almost hundred years, ferrocement research had little improvement until Nervi introduced thin-wall by using ferrocement in 1940 [11]. Ferrocement became popular because it was not only a cost-effective solution, but also provides better physical and mechanical properties for thin-wall, boat, and prefabricate-building panel [30-32]. In 1988, American Concrete Inistitute (ACI) Committee 549 report, “State-of-the-Art Report on Fiber Reinforced Concrete”, developed physical and mechanical, performance, applications, and research for ferrocement structures [13]. In 1989, ACI Committee provided a manual for ferrocement rehabilitation of existing constructions [23]. There is no standard developed for ferrocement buildings, but researchers modified ACI code and suggested ferrocement for low-rise building and limited its application to a two-story residential building [17].

تجزیه و تحلیل لرزه ای و طراحی ستون های دیوار برشی کامپوزیت بتن ورقه فولادی

Seismic analysis and design of steel-plate concrete composite shear wall piers

مبتدی (مناسب برای درک مفهوم کلی مطلب)

متغیرهای طراحی در این مطالعه عبارتند از: نسبت طول به عرض دیوار (AR)، نسبت آرماتور (RR)، نسبت باریکی صفحات فولادی (SR)، نسبت بار محوری (AL)، مقاومت بازدهی صفحات فولادی (SS) و مقاومت فشرده بتن (CS). نسبت آرماتور به عنوان نسبت سطح مقطعی صفحات فولادی به سطح مقطعی دیوار SC تعریف می­گردد. نسبت باریکی صفحات فولادی فاصله بین اتصالات بوده (ستون­های میله­ای) که بوسیله ضخامت صفحه فولادی تقسیم می­گردد. نسبت بار محوری همان نسبت نیروی فشرده محوری کاربردی و مساحت کلی دیوار است.

اطلاعات مربوط به آنالیز عنصر محدود و نتایج آنالیز واریانس (ANOVA) و مشتقات معادلات قابل پیش بینی در قسمت­های زیر ارائه می­گردد.

1. تحلیل عنصر محدود دیوارهای SC

هدف کلی کد عنصر محدود LS_DYNA جهت انجام مطالعه آماری استفاده گردید. مدل عددی تأیید شده ستون دیوار SC برای محاسبات واکنش چرخشی معکوس و سطح غیر ارتجاعی بطور خلاصه در زیر بیان شده است. اطلاعات جزئی در مورد عناصر محدود، اندازه توری و مطالعات همگرایی مربوطه و فرمول بندی اتخاذ شده را می­توان در (9،26) پیدا کرد. دو مشخصه مدل بدین صورت هستند: (a) استفاده از مدل ساختاری Winfrith بوده که انتقال نیروی برشی در شکاف­ها، باز و بسته کردن شکاف­ها، از بین رفتن مقاومت و سختی در مسیر موازی با شکاف­ها و فشار سفت کننده را نشان داده و (b) الگوریتم تماس جهت در نظر گرفتن اصطکاک بین بتن پر و صفحات فولادی را و جهت امتناع از نفوذ به بتن از طریق فولاد و بالعکس استفاده از رویکرد مبتنی بر مجازات را ممکن ساخته است.

مدل بتن Winfrith در LS-DYNA که توسط Broadhouse توسعه یافته برای بتن پر مورد استفاده قرار گرفت. در این سه سطح (پایین، متوسط و بالا) برای مقاومت بازده صفحات فولادی و مقاومت فشرده بتنی مورد استفاده قرار گرفت. مقاومت­های فشرده بتنی 27.5 MPa, 42 MPa, and 55 MPa جهت نشان  دادن مقادیر پایین، متوسط و بالای مقاومت فشرده استفاده شده­اند. ویژگی­های مادی برای ورودی مقاومت­های فشرده بتنی در مدل LS-DYNA در جدول 1 نشان داده شده است. مدول یانگ برای بتن با استفاده از معادله (19.2.2.1(b)) of ACI 318-14 [29]: محاسبه گردید. مقاومت کششی و انرژی ترک (شکستگی) بتن در هر بخش  2.1.3.3.1 و 2.1.3.3.2 (30) با توجه به اندازه کلی 19mm برای تمام درجه بندی­های بتن محاسبه گردید. عرض شکاف به عنوان  محاسبه گردید. مدل پلاستیسیته-خطی-تکه­ای در LS-DYNA برای صفحات فولادی و اتصالات استفاده گردید. صفحه فولادی ASTM  و  جهت نشان دادن مقادیر مقاومت بازده کم، متوسط و بالا مورد استفاده قرار گرفته است. شکل 1 روابط تنش به افزایش طول نسبی که برای فولادهای ASTM A36, A588, A852 فرض شده برای صفحات فولادی بکار می­روند. بازده اسمی و مقاومت نهایی ستون­ها و میله­ها 345 وMPa  450 فرض شده و برای تحلیل تغییر نمی­کند. ویژگی­های مادی ورودی برای LS-DYNA برای درجات مختلف فولاد رد جدول 2 ارائه شده است.

مطالعات در مقادیر گزارش برای ضریب اصطکاک بین فولاد و بتن بین 0.2 و 0.7 می­باشد. دومین مورد از این مطالعات مرتبط ترین بررسی به مطالعات گزارش شده در اینجا محسوب می­گردد. Rabbat و همکاران 15 بلوک بتنی بر صفحات فولادی را مانند ساختار بررسی شده دیوار SC مورد آزمایش قرار دادند. نتایج حاکی از آن بود که ضریب اصطکاک بین ورقه استیل صاف و بتن موجود بین 0.57 و 0.7 تغییر می­کند. ضریب اصطکاک بین صفحات فولادی و بتن پر به کمترین مقدار در محدوده (0.57) Rabbat و همکاران تعیین گردید. تأثیر اصطکاک بین صفحات فولادی و بتن پر در واکنش سراسری درون سطح ستون­های دیوار SC توسط نویسندگان نشان داده شد زیرا فشارهای نرمال بر سطح مشترک بسیار کم بود.

 فرمول سازی سطح به سطح اتوماتیک تماس در LS-DYNA بمنظور نمونه سازی اصطکاک بین بتن پر و صفحات فولادی مورد استفاده قرار گرفت. فرمول سازی GRANGE- در LS-DYNA جهت اتصال ستون­ها و میله­ها به عناصر بتنی پر استفاده گردید.

ستون­ها و میله­ها با استفاده از عناصر پرتو به شکل معینی ایجاد گردید. بتن پر و صفحات فولادی با استفاده از عناصر جامد 8 گره­ای 25.4 _ 25.4 _ 25.4 mm وعناصر پوسته 4 گره­ای بصورت نمونه شکل گرفتند. فرمول سازی فشار ثابت (ELFORM = 1 در LS-DYNA و Belytschko-Tsay بدنه ساختمان استفاده میشوند. مقطع برشی که عنصر پرتو را یکپارچه ساخته (Hughes-Liu beam in LS-DYNA [27]) برای اتصالات بکار می­رود. مدل­های LS-DYNA دیوارهای SC در شکل 2 نشان دادخ شده است.

طول و ضخامت دیوارها 1524mm و 304.8mm جهت مقایسه نتایج آزمایشی تنظیم شده­اند [8–10]. ارتفاع دیوارهای SC جهت دستیابی به نسبت طول به عرض مورد هدف در محدوده 0.3 تا 3 انتخاب می­گردند.

2. مطالعه پارامتری دیوارهای SC با استفاده از ANOVA

طراحی آزمایشات (DOE) (35) جهت کشف موثر و کارآمد تأثیر متغیرهای طراحی بر واکنش درون سطح ستون­ها دیوارهای SC و توسعه رابطه جابجایی نیروی جانبی سه خطی استفاده شده که آنالیز لرزه­ای ساختارهایی که چنین ستون­هایی را ترکیب کرده ممکن میسازد. شکل 3 نشان دهنده هندسی طراحی کارخانه­ای (فاکتوریل) د ویا سه سطحی به همراه طراحی کامپوزیت مرکزی سه فاکتور A، B و C است.

طراحی فاکتوریل دو سطحی (شکل3a) غالبا استفاده می­گردد زیرا نیازمند حداقل تعداد شبیه سازی­ها برای یک مشکل با متغیرهای طراحی بسیار می­باشد. (35). بهرحال یک طراحی فاکتوریل دو سطحی فرض می­کند که واکنش در محدوده متغیرهای طراحی در نظر گرفته شده در آنالیز خطی خطی هستند. این فرض ممکن است برای سیستم­ها با واکنش خطی قابل اجرا نباشد. در این مطالعه، یک طراحی فاکتوریل سه سطحی، شش فاکتوری و کسری جهت ایجاد ترکیبات مختلف متغیرهای طراحی استفاده گردید: ساخته شده توسط طراحی کامپوزیت اصلی صورت محور (شکل 3b) بوسیله نقاط مرکز و محوری صورت محور (در شکل  نشان داده شده3b) در طراحی فاکترویل کامل 6 فاکتور افزایش یافت. طراحی کامپوزیت مرکزی که از دو طراحی فاکترویل دو سطحی با  محوطه (حدود) تشکیل شده،  تعداد فاکتورها،  محوطه محوری،  محوطه مرکزی بوده و جهت ایجاد مدل­های سطحی واکنش مرتبه دوم بمنظور جلوگیری از انجام آزمایش فاکتوریل کامل سه سطحی استفاده می­گردد (شکل 3c). روش طراحی کامپوزیت مرکزی تأثیرات دوره مرتبه اول و دوم در واکنش (  ) را در نظر می­گیرد.

سه سطح (پایین، متوسط و بالا) برای هر متغیر طراحی در نظر گرفته شده است. سطوح پارامترهای طراحی استفاده شده در آنالیز عددی در جدول 3 نشان داده شده است. مقادیر موجود در پرانتزها مقادیر رمز گذاری شده در آنالیز را نشان می­دهند؛ سطوح پایین، متوسط و بالا فاکتورها با 1- و +1 مشخص شده­اند.

قابلیت اطمینان دیوارهای برشی بر پایه‌ فولاد سرد نورد شده، تحت تاثیر تنوع در واکنش اتصال دهنده ها

Reliability of cold-formed steel framed shear walls as impacted by variability in fastener response

Abstract

The objective of this paper is to examine the reliability of cold-formed steel framed shear walls with a particular emphasis on walls sheathed with wood structural panels. A sheathed cold-formed steel framed shear wall is a system consisting of studs, tracks, and sheathing often with bridging and/or blocking, connected with steel-to-steel and sheathing-to-steel fasteners. The shear walls may be integrally connected to foundations, floors, or other shear walls through a variety of means including hold downs, straps, diaphragm chords and collectors. Shear wall lateral resistance in cold-formed steel framed buildings varies because of the randomness in the components and connections that comprise the wall. The interaction between fasteners and sheathing is particularly important because (1) sheathing-to-steel fastener response is the main source of shear wall nonlinearity (2) there is high variability in this fastener response. Although the nominal strengths for different shear wall configurations are stated in current design specifications (e.g., AISI S400), variability of shear walls has not been explicitly considered. Existing resistance factors are extrapolations from steel diaphragm testing. To explore the impact of fastener response variability on shear wall reliability, Monte Carlo simulation of typical cold-formed steel framed wood sheathed shear walls with random fastener input was conducted. Variability in fasteners was determined based on existing physical fastener tests. Statistical properties of shear wall strength, demand capacity ratio of key fasteners, as well as relations between fastener strength and shear wall strength are all explored. Reliability evaluation is provided for four different design methods. The results indicate that shear wall strength benefits from a system effect whereby variability in fastener response is reduced through redistribution resulting in reduced variability in overall shear wall strength. Concomitant with this is a slight decrease, approximately 3%, in the mean system strength that also must be considered.

1 Introduction

Cold-formed steel (CFS) structural systems are commonly used for low and mid-rise construction. In the design of CFS-framed buildings, shear walls are typically used to provide lateral resistance for seismic or wind load (e.g., see Fig. 1). Commonly, wood sheathing, such as oriented strand board (OSB), is screw-fastened to CFS studs and tracks to develop lateral shear stiffness and strength (e.g., see Fig. 2). As the wall is sheared an incompatibility exists between the CFS framing, which is largely deforming as a parallelogram, and the wood sheathing that remains nearly rectangular and primarily undergoes rigid body translation and rotation because of its large in-plane rigidity. The incompatibility between the deformed frame and sheathing causes a relative displacement that must be accommodated at the fasteners. This displacement causes tilting and bending of the fastener, as well as deformation and damage to the steel and wood sheathing material around the fastener. This damage is the source of yielding and energy dissipation in these systems [1,2] . The resulting overall CFS-framed wood-sheathed shear wall cyclic response exhibits significant hysteresis, degradation, and pinching, as shown in Fig. 3. CFS-framed wood-sheathed shear walls have been tested extensively. In North America AISI S400-15 [3] (previously AISI S213-07 and -12 [4]) provides nominal shear wall strength for different types of sheathing, fastener spacing, and stud and track thickness based on the available testing (e.g., see [5,6]). The shear wall strengths in AISI S400 are based directly on tested capacities, and a / = 0.6 is used for the resistance factor in design. This value was selected initially based on typical / value for steel deck diaphragms (which is based on a connector failure limit state and a target reliability, b, of 3.5) and has remain unchanged as additional entries to the tables in the standard have been included. CFS-framed shear walls may be viewed as a small structural system – and system reliability for steel structures in general [7] and CFS structures in particular [9] has been studied recently. Monte Carlo (MC) simulation of models of steel frames have been used to assess component vs. system reliabilities and explore system-level resistance (/) factors based on target system reliabilities as opposed to component reliability [8] . It has been shown that the system reliability of typical CFS framing under gravity demands far exceeds the individual component reliabilities [9]. Also, the reserve strength of CFS CFS-framed floor diaphragms when considered as a system has been calculated [10]. Recognizing the central role that the nonlinear response of the steel-fastener-sheathing connection has on the overall shear wall response Buonopane et al. developed and validated an OpenSees simulation that adequately predicts CFS-framed wood-sheathed shear wall cyclic response [11]. This model provides the potential to conduct MC simulation of CFS-framed shear walls and explore the variability and reliability of their response. This has the potential to provide improvements to the current reliability assessment in AISI S400 [3],which is essentially based on engineering judgment alone. The work herein employs the validated shear wall model of Buonopane et al. [11],the shear wall tests of Liu et al. [1], and steel-fastener-sheathing connection tests of Peterman et al. [12] to perform MC simulations on a series of CFS-framed shear walls and assess the predicted reliability of the studied shear walls. The fastener testing is characterized in terms of a random variable and used to drive MC simulation of the selected shear walls. The simulation results are summarized and explored to provide insight on the importance of load redistribution, fastener location, and the resulting variability of shear wall strength. Next, the reliability of the peak strength based on the MC simulations is determined. Finally four potential shear wall design methods are considered and the reliability of these methods assessed against the available data both with and without consideration of the system effect as discerned from the MC simulation. The paper concludes with discussion of needed future work and the potential for further incorporating system reliability into CFS-framing design.

بررسی آزمایشی مقاومت انتقال برشی بتون خود متراکم با مقاومت بالا و طبیعی

An experimental investigation of shear-transfer strength of normal and high strength self compacting concrete

1. مقدمه
مدل های برشی انتقال که در تئوری برشی اصطکاک (به عنوان مثال [1-3]) بر اساس مدل های نیمه تجربی که با استفاده از داده های تجربی به طور عمده از نمونه پوش آف به دست آمده کالیبره شده اند (به عنوان مثال [4-7]). آنها را می مقاومت مورد استفاده برای طراحی انتقال برش در سراسر مشترک سرد و یا در سراسر شکاف موجود است. انتقال همچنین می مقاومتید در سراسر یک پلان حیاتی قبلا ترک خورده نیست، مانند منطقه تحمل شاهین ساده و یا رابط بین یک corbel و ستون حمایت شود. شکل 1 را ببینید.
داده های تجربی مورد استفاده در کالیبراسیون از این مدل نیمه تجربی در دسترس است از سه نوع اصلی از نمونه پوش آف که به طور عمده با شرایط در پلان انتقال برشی متفاوت است: (1) نمونه هایی که پیش ترک خورده هستند، (2) نمونه هایی که پیش ترک خورده نمی شد، و ( 3) نمونه هایی که در دو زمان مختلف (با یک مفصل سرد) ریخته شد. شکل. 2 قطعه خلاصه ای از یک نظرسنجی از تعداد نتایج آزمون در دسترس از نمونه پوش آف معمولی (با میله های تقویت کننده معمولی، و با هیچ خمش کاربردی یا محوری تاکید عمود بر امتداد پلان برشی) [4/19]. طرح می دهد تعداد جداگانه برای نمونه با بتن با مقاومت معمولی (NSC) (با مقاومت فشاری کمتر از 50 مگاپاسکال) و برای بتن با مقاومت نسبتا عالی (با مقاومت بزرگتر از 50 مگاپاسکال). شکل نشان می دهد این است که یک مقدار محدود از داده ها را از بتن با مقاومت بالا (HSC) نمونه بدون ترک وجود دارد. مطالعات اخیر نیز نشان داد که مدل تحلیلی موجود تا حد زیادی در مورد رابط پیش ترک خورده و مفاصل سرد تمرکز کرده است [20،21]. پژوهش حاضر با هدف ارائه اطلاعات بیشتر در نمونه HSC بدون پیش ترک خوردگی است.
از سوی دیگر، آن توسط Mattock و همکاران مشاهده شده است [14]. که پس از رسیدن به مقاومت برشی نهایی، پوش آف غیر پیش ترک خورده نمونه مقاومت مقاومت باقی مانده شبیه به مقاومت نمونه پیش ترک خورده بود. آزمون های کان و میچل [4] و تجزیه و تحلیل المان محدود توسط زو و همکاران [22] این مشاهدات را تایید کرد. با وجود اهمیت عملی آن، این مقاومت به طور معمول به طور جداگانه از مقاومت نهایی گزارش نشده است. این تحقیق در اضافه کردن به محدود نتیجه آزمایش ها در دسترس است که بین نقاط قوت نهایی باقی مانده افتراق کرده است.
تنش که در آن ترک های برشی اول توسعه یافته اند. به عنوان مثال، این مقادیر می مقاومتد برای ایجاد یک معیار برای انتخاب حداقل مقدار بستن تقویت مورد استفاده قرار گیرد. ترک خوردگی تنش برشی معمولا در آزمون پوش آف گزارش نشده است. این پژوهش در ارائه اطلاعات در تنش برشی ترک خوردگی است.
از این رو، در این مقاله نتایج حاصل از یک برنامه آزمایشی در به دست آوردن درک بهتر از رفتار غیر پیش ترک خورده HSC نمونه پوش آف است. از آنجا که استفاده از بتن خود متراکم (SCC) در سراسر جهان در حال افزایش است ، بتن با خواص SCC ساخته شده است. نتایج حاصل از 15 نمونه گزارش شده است. دوازده نفر از نمونه ها بودند SCC (شش NSC و شش نمونه HSC) و سه نمونه با مقاومت معمولی بتن معمولی بود. سه نمونه بتن معمولی نمونه کنترل هستند. رفتار تجربی و نقاط قوت داده می شود، از جمله یک حساب دقیق از ترک خوردگی، عملکرد، نهایی و تنش های باقی مانده. است
علاوه بر گزارش نتایج تجربی، این مقاله همچنین بین نقاط قوت نهایی مشاهده شده و در محاسبات از مدل برشی انتقال از کد ACI [1]، مشخصات AASHTO LRFD [2]، مدل تجربی سه خطی Mattock است [مقایسه 3]، و مدل ساده برای ترکیب تنش مدل resultants (SMCS) [23]. این مقاله همچنین امکان استفاده از EC2 [24]، ACI و AASHTO معادلات کد و مدل Mattock برای محاسبه مقاومت باقی مانده را بررسی کرده است.

1. Introduction

Shear-transfer models which are based on the shear-friction theory (e.g. [1–3]) are semi-empirical models that have been calibrated using experimental data obtained mainly from pushoff specimens (e.g. [4–7]). They can be used to design the transfer of shear across a cold joint or across an existing crack. The transfer can also be across a critical plane not previously cracked, such as the bearing region of a simple girder or the interface between a corbel and the supporting column. See Fig. 1. Experimental data used in the calibration of these semiempirical models is available from three main types of pushoff specimens which differ mainly by the conditions at the shear transfer plane: (1) specimens that were precracked, (2) specimens that were not precracked, and (3) specimens that were cast at two different times (with a cold joint). Fig. 2 plots a summary of a survey of the number of available test results from conventional pushoff specimens (with conventional reinforcing bars, and with no applied flexure or axial stresses perpendicular along shear plane) [4–19]. The plot gives separate counts for specimens with normal strength concrete (NSC) (with compressive strength less than 50 MPa) and for relatively higher strength concrete (with strength larger than 50 MPa). The figure shows that there is a limited amount of data from high strength concrete (HSC) uncracked specimens. Recent studies also showed that existing analytical models focus largely on the cases of precracked interfaces and cold joints [20,21]. This research aimed at providing more data on non-precracked HSC specimens. On the other hand, it has been observed by Mattock et al. [14] that after reaching the ultimate shear strength, non-precracked pushoff specimens resisted a residual strength which was similar to the strength of the precracked specimens. The tests by Kahn and Mitchell [4] and the Finite Element analysis by Xu et al. [22] confirmed this observation. In spite of its practical importance, this residual strength has not been typically reported separately from the ultimate strength. This research aimed at adding to the limited available tests results which differentiate between the ultimate and the residual strengths. The stresses at which shear cracks first develop are of importance. For example, these values can be used to establish a benchmark for the selection of the minimum amount of clamping reinforcement. The cracking shearing stresses are not typically reported in pushoff tests. This research aimed at providing information on the cracking shearing stresses. Hence, this paper reports the results of an experimental program which aimed at gaining a better understanding of the behavior of non-precracked HSC pushoff specimens. Since the use of self-compacting concrete (SCC) is on the rise around the globe, the concrete used was made with SCC properties. The results from 15 specimens are reported. Twelve of the specimens were SCC (six NSC and six HSC specimens), and three specimens were normal strength conventional concrete. The three conventional concrete specimens are control specimens. The experimental behavior and strengths are given, including a detailed account of the cracking, yield, ultimate and residual stresses. In addition to reporting the experimental results, this paper also compares between the observed ultimate strengths and the calculations of the shear-transfer models of the ACI code [1], the AASHTO LRFD Specifications [2], the Mattock’s tri-linear empirical model [3], and the simplified model for combined stress-resultants (SMCS) model [23]. This paper also investigates the possibility of using the EC2 [24], ACI and AASHTO code equations and Mattock’s model to calculate the residual strength.

مقاله انگلیسی رایگان

ترجمه فارسی رایگان 

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

چکیده: این مقاله، مکانیسم های انتقال برشی و رفتار نهایی سیستم های ترکیبی شامل نیروهای بتن آرمه مسطح. که به ستون فولادی سازه ای متصل شده است را مورد بررسی قرار می دهد. یک سری شامل پنج آزمایش مقیاس بزرگ بر روی مونتاژهای سازه ای که در آن، بازوهای برش فولادی مستقیماً بر ستون های فولادی جوش خورده است و در تیرهای دبتن آرمه گنجانده شده اند، ارائه شده است. پس از توصیف ترتیب آزمایشی و جزئیات نمونه، نتایج و مشاهدات اصلی که از این آزمایشات بدست آمده، ارائه و توصیف شده است. ارزیابی مستقیمی از رفتار برش نهایی یک چنین سیستم های ترکیبی را نشان می دهد. یافته های آزمایشی، این امکان را فراهم می کند که مقایسه ای با پیش بینی های مقاومت که از مدل های تحلیلی که کاربرد متداولی در طراحی اعضای بتن آرمه معمولی دارند، انجام شود. توضیحات و ارزیابی مقایسه ای که در این مقاله ارائه شده است، بینشی در مورد تأثیرات مکانیسم های مختلف انتقال برشی ارائه می کند که مقاومت عرفی، نواحی فشاری، تنش کششی باقی مانده، همبندی پایدارکنندۀ بتن، و پیوند فاصل میانی بین پروفیل فولادی و بتن را شامل می شود. فعالسازی و نقش مکانیسم های اصلی انتقال برش از نظر افزایش ترک که به طور آزمایشی بررسی شده است و الگو و مسیر، ارزیابی شده است و مقایسه ای بین روش های تحلیلی که تطابق گسترده ای دارند، صورت گرفته است. این نتایج نشان می دهد که نقس هر مکانیسم انتقال، تابعی از سیماتیک (جابجایی) ترک و سطح بار وارد شدۀ مطابق آن می باشد. در نهایت، اصلاحات روشهای تحلیلی موجود برای اجزای بتن آرمه معمولی، به این منظور ارائه شده است که ارزیابی مطمئنی از ظرفیت برش نهایی یک چنین سیستم های ترکیبی ارائه کند. عبارات درباره تأثیر خصوصیات بازوی برشی بر مقاومت بار نهایی، بیان شده است و پیش بینی واقعی تری از این رفتار در مقایسه با ملاحظات طراحی بتن آرمۀ معمولی ارائه می کند. کلید واژگان:سیستم های ترکیبی، مونتاژهای فولاد/ بتن آرمه، مکانیسم های انتقال برش، رفتار برشی، طراحی برشی.

1- مقدمه: شرایطی که در آن باید اجزای ساختمانی بتن آرمه را با اعضای فولاد عمودی ترکیب کنیم، غالباً در ساختمان-های چند طبقه می باشد که یا به محدودیت های عملکرد و یا به بارگذاری مربوط است یا در نتیجۀ ملاحظات سازه ای و کاربردی می باشد. بهرحال طراحی یک چنین اعضای ترکیبی فولادی و بتن آرمه ای در جهت کاربردپذیری قوانین آیین نامه ای است، که اساساً ایجاد شده و برای ترکیب بندی های فولاد سازه ای یا بتن آرمه معمولی، ایجاد شده و اثبات شده است. بسیاری از بررسی های قبلی، عملکرد شکل های مختلف اجزای ترکیبی بتن/ فولاد را مورد بررسی قرار داده اند. برای مثال، ارزیابی های مختلفی در زمینه عملکرد تیرهای که بر اجزای دیوار بتن آرمه متصل شده اند، صورت گرفته است. [4-1] و در مورد رفتار اتصالات بین تیرهای فولادی و ستون های بتن آرمه هم ارزیابی صورت گرفته است. [7-5] چندین بررسی اخیر هم عملکرد اتصالات ستون ترکیبی یا دال مسطح به لوله فولادی را [1-8] را بوسیلۀ بازوهای برشی گنجانده شده مورد ارزیابی قرار داده اند. با این وجود، هنوز هم ارزیابی های اساسی در زمینۀ مکانیسم های انتقال برشی و رفتار نهایی سیستم های ترکیبی و تیر بتن آرمه ای با فولاد، وجود ندارد. وجود یک عامل فولادی گنجانده شده در یک عضو بتن آرمه، یک ناپیوستگی در دو ناحیۀ مجزا ایجاد می کند. (یعنی سطوح ترکیبی و غیرترکیبی) و خصوصیات رفتاری بسیار پیچیده تری در مقایسه با خصوصیات رفتاری که در اعضای بتن آرمۀ معمولی وجود دارد، مشاهده کردیم. تعدادی ا زحالت های گسیختگی ممکن است در دو ناحیۀ عضو ترکیبی ایجاد شود که یا در ناحیه برشی و یا در ناحیۀ خمشی می باشدو مورد دوم، مکانیسم های رفتاری بسیار پیچیده تر و وابسته به هم را نشان می دهد. در یک بررسی شبیه سازی عددی که نویسندگان انجام داده اند [12] مکانیسم های اصلی گسیختگی برشی شامل تنش قطری یا شکست برشی است که در تیرهای ترکیبی ممکن است رخ دهد که مورد بررسی قرار گرفته است. چنانکه انتظار دارم مراحل اولیه این رفتار بوسیله ترک خمشی توضیح داده شده است.

وقتی گسیختگی خمشی، غالب نمی باشد، و نیروهای برشی زیاد، در مقطع، جابجا نمی شوند، ترک های قطری ایجاد می شود. گسیختگی برشی زمانی رخ می دهد که تنش ها نمی توانند از طریق فاصل ترک انتقال یابند و عضو به دو بدنۀ سختی تقسیم می شود که حول یک نقطه ثابت که در رأس ترک در منطقۀ فشار قرار گرفته است، دوران دارد. در انتقال برشی، چند مکانیسم نقش دارند که شامل ناحیه فشاری بتن، همبندی پایدارکننده بتن، عامل میلۀ پایدارکنندۀ بتن و مقاومت عرفی. [26-13] و همچنین پیوند فاصل بین عضو فولادی و بتن اطراف آن می باشد. [29-27] فعالسازی هر یک از این مکانیسم ها به اندازه عضو و جزئیات آرماتور و مقاومت ماده بستگی دارد. [15 و 14] ارزیابی هایی انجام دود که بر توزیع شش برش در ناحیه تنش تیرهای بتن آرمه با نظارت کرنشی با استفاده از یک جزئیات ترکیب کرنشی سنج های الکتریکی انجام گرفته است این نتایج نشان می دهد که قبل از ترک، توزیع تنش برشی، تقریباً معمولی است و نیرویی که در ناحیه فشار حمل می شود، به آهستگی افزایش یافته و تا 40-20% مجموع نیروی برش هنوز هم به گسل می رسد.

بخشی از مقاله انگلیسی:

Abstract

This paper examines the shear transfer mechanisms and ultimate behaviour of hybrid systems consisting of reinforced concrete beams connected to structural steel columns. A series of five large scale tests on structural assemblages, in which steel shear-arms are welded directly to the steel columns and embedded in the reinforced concrete beams, is presented. After describing the experimental arrangement and specimen details, the main results and observations obtained from the tests are provided and discussed. The test results offer a direct evaluation of the ultimate shear behaviour of such hybrid systems. The experimental findings also enable a comparison with the strength predictions obtained from analytical models which are commonly used in the design of conventional reinforced concrete members. The discussions and comparative assessments presented in this paper provide an insight into the influence of various shear transfer mechanisms including transverse reinforcement, compressive zones, residual tensile stresses, aggregate interlock, and dowel action, in addition to the interfacial bond between the steel profile and concrete. The activation and contribution of the key shear transfer mechanisms are assessed in light of the experimentally-monitored crack growth, path and pattern, as well as in comparison with widely-adopted analytical approaches. The results show that the contribution of each transfer mechanism is a function of the crack kinematics and corresponding level of applied load. Finally, modifications to existing analytical approaches for conventional reinforced concrete elements are proposed in order to provide a reliable evaluation of the ultimate shear capacity of such hybrid systems. The suggested expressions account for the influence of the shear-arms’ characteristics on the ultimate shear strength, and offer a more realistic prediction of the behaviour in comparison with conventional reinforced concrete design provisions.

1. Introduction

Situations in which reinforced concrete floor elements need to be combined with vertical steel members often arise in multi-storey buildings, either due to loading and performance constraints or as a result of practical and constructional considerations. However, the design of such ‘hybrid reinforced concrete/steel members’ often poses various uncertainties related to the direct applicability of codified rules which are typically developed and validated for conventional reinforced concrete or structural steel configurations. Many previous studies have examined the performance of various forms of hybrid steel/concrete elements. For example, various investigations have been carried out on the performance of composite steel coupling beams connected to reinforced concrete wall elements [1–4], and on the behaviour of connections between steel beams and reinforced concrete columns [5–7]. Several recent studies have also examined the performance of flat slab-to-tubular steel or composite column connections [8–11] by means of embedded shear-arms. Nevertheless, there is a dearth of fundamental assessments on the shear transfer mechanisms and ultimate behaviour of hybrid reinforced concrete beam-to-steel column systems. The presence of an embedded steel element within a reinforced concrete member creates a discontinuity within two distinct regions (i.e. composite and non-composite), and results in more complex behavioural characteristics than those occurring in conventional reinforced concrete members. A number of failure modes can occur within the two regions of the hybrid member, either in flexure or shear, with the latter involving more intricate inter-dependent behavioural mechanisms. In a recent numerical study by the authors [12], typical shear failure mechanisms involving diagonal tension or shear crushing that can occur in hybrid beams, were explored. As expected, early stages of behaviour are described by flexural cracking. When flexural failure is not governing and high shear forces are mobilised in the section, diagonal cracking occurs. Shear failure takes place when stresses cannot be transferred through the crack interfaces and the member divides into two rigid bodies rotating along a fixed point located at the crack tip in the compression zone. Shear transfer can include contributions from several mechanisms including the concrete compressive zone, aggregate interlock, dowel action and transverse reinforcement [13–26], as well as the interfacial bond between the steel member and surrounding concrete [27–29]. The activation of each mechanism depends on the material strength, reinforcement details and member size. Taylor [14,15] carried out investigations focusing on the distribution of shear stresses in the compression zone of reinforced concrete beams by monitoring the strains using a detailed arrangement of electrical strain gauges. The results showed that, before cracking, the shear stress distribution is nearly parabolic and the force carried by the compression zone increases slowly up to 20–40% of the total shear force until the beam approaches failure. It was reported that the tension zone of the beam can carry up to 75% of the total shear force, with the transfer through aggregate interlock contributing up to 33–50% of the total shear and the dowel action in the range of 15–25%; the latter two mechanisms decrease significantly when stirrups are present. The results presented by Swamy and Andriopoulos [22] are also in agreement with the above, and showed that shear transferred through aggregate interlock decreases with the increase in load. Several models have been proposed to estimate the contribution of aggregate interlock to the ultimate shear strength [e.g. 16,17,19,22,30]. The model proposed by Walraven and Reinhard [16] and Walraven [17] accounts for the physical behaviour of the interlocking crack faces and is based on a cumulative distribution function of the aggregates in the crack plane. Modified approaches incorporating other width-to-slip relationships have also been proposed by Ulaga [31] and Guidotti [32]. On the other hand, Dei Poli et al. [19] adopted an idealised crack model where the aggregate interlock contribution was assessed by assuming that the reinforced concrete beam behaves as a plane truss with shear and confinement stresses along the diagonal cracks. In general, shear transfer through aggregate interlock is often examined together with dowel action since they are strongly linked. Based on experimental observations, statistical assessments were carried out to estimate the interdependency between aggregate interlock and dowel action [22]. It was shown that the shear carried by the interface depends on the amount of longitudinal reinforcement, transverse reinforcement (spacing, intersection with governing crack and longitudinal reinforcement), concrete strength and moment-to-shear ratio.

مقاله انگلیسی رایگان

ترجمه فارسی رایگان 

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

چکیده : در سال های اخیر دانشمندان اصولی را برای کاهش خسارات ساختمانی مطرح کردند.سیستم تکانه ای برای محدود کردن ارتعاشات ساختمانی که هم راستای اتلاف انرژی در ستون های پلی میباشد طراحی شده است و تعداد قابل توجهی مقاله در راستای تحقیق و بررسی پایه و اساس سیستم اهرمی در پایه های پلی – دیوار برشی- و قاب و چارچوب های فلزی مهاربندی شده میباشدو چندی از تحقیقات در سمت وسوی عملکرد های چندگانه سیستمی مورد ارزیابی قرار گرفته است. بنابراین نقاط مبهم بسیاری در جزئیات و پاسخگویی به تمامی نکات وجود دارد.بر همین اساس 3نوع متفاوت دیواره برشی در ساختمان (3 نمونه تحت سیستم تکانه ای و 1 نمونه با سیستم مرسوم) طبق 2 واحد از لرزش های پایه قرار گرفته و انالیز شده و نتایج سبب اثبات این مسائل شده اند که در صورت اجرایی سازی فاکتور های اتلاف انرژیو ابزار پس کشیدگی سیستم تکانه ای سبب
– فشار بر دیواره برشی سبک میشود
– نسبت رانش افزایش پیدا نمیکند که بصورت ویژه ای قابل قیاس با نتایج سیستم سنتی و بسیار نزدیک به نتایج استفاده از سیستم چندگانه میباشد.
– میزان و مقدار سرعت عمودی ثابت باقی میمیاند.
– جابجایی های فرسایشی – رسوبی در ساختمان ها ناچیز است
– کشیدگی خط مرکزی دیوارها در سازه های بلند قابل توجه نمیباشد.

1. مقدمه:
در سال های اخیر محققان در یافته اند که سیستم تکانه ای در کاهش خسارات حاصله از زمین لرزه حائز اهمیت است.در مقایسه با طراحی و متودهای سنتی در برابر ارتعاشات که همان ساختار های ضعیف میباشد در برابر لرزش و اسیب های جدی با خسارات مالی همراه است که امکان کاربری سازی مجدد وجود دارد.از طرف استفاده از سیستم تکانه ای سبب تقلیل خسارات و بهبود بخشی عملکردهای تعمیر پذیری پس از وقوع زلزله را فراهم میکند. براساس طراحی اجتناب خسارتی DAD که تو سط محققان مطرح شده که با مفاهیم سیستم تکانه ای-پس کشیدگی- دستگاهای اتلاف انرژی تلفیق شده است که برای کنترل بیشتر نسبت به تقاضای جایگزینی و ناثباتی دینامیکی در طول سرویس دهی پس اززلزله فراهم شده است. تعداد قابل توجهی مطالعات تجربی –انالیزی در خصوص ارزیابی رفتارهای ارتعاشی سیستم تکانه ای در مفهوم اتلاف انرژی و ابزارهایی با رویکرد خود محوری وجود دارد.تعداد بیشماری از محققان تمرکز بر عملکرد ستون و پل های سازه ای داشته اندو تنها تعداد اندکی مقاله در خصوص رفتارهای ارتعاشی در دیوارهای برشی و یا چارچوب های فلزی با اساس تکانه ای وجود دارد.
اگرچه اجراسازی سیستم تکانه ای در ستون و پل ها و دیواره های بتنی بتازگی انجام شده است اما تحقیقاتی برای مقایسه کارامدی سیستم تکانه ای چند گانه صورت نگرفته است.استفاده از این سیستم در سازه های بلند با محورو خمیدگی های پلی بسیار متفاوت است که بعنوان ساختار منفرد تک محوری محسوب میشود. Wibe , christopoulos عملکرد سیستم تکانه ای چند گانه در سازه های بالای 5 طبقه مورد و تاثیر بر دیوارهای برشی را مورد ارزیابی قرار دادند که در نهایت سبب طراحی الگوی بدیهی با کد های فرضی شد. طراحی و تمرکز بر مدل های غیر خطی لولا و مدارها زمینه ای را برای شبیه سازی عملکردهای سیستم تکانه ای فراهم کرده است.با محاسبه میزان استفاده از زانویی در سیستم تکانه ای چندگانه در سازه های بلند سبب تقلیل تاثیرات بر زاویه برش و خمش میشود در حالی که شدت تراز افقی – جایگزینی – کشیدگی افزایش پیدا میکند اما ارزیابی کارامد سیستم تکانه ای چندگانه نیازمند اجراسازی مدل های غیر خطی در سازه های بلند میباشد همچنین پیشرفت سیستم DADدر این پروسه حائز اهمیت است.تمامی معیار و اصول های موثر بر کارامدی سیستم باید ارزیابی شود.
بنابراین در تحقیقات اخیر مطالعات جامع و فراگیر برای دستیابی به الگوی دقیق از سیستم تکانه ای باید انجام شود و کارامدی سیستم تکانه ای در دیوار های برشی ساختمان در 4 بخش ارتفاعی سازه ای باید مورد ازمایش قرار بگیرد سازه هایی با 8- 12 – 16 – 20 طبقه به جهت مقایسه با طراحی های مرسوم در هر سازه یک دیوار برشی طبق کد مدل اخیر طراحی و 7 عملکرد ارتعاشی طراحی شده در 2 سطح (شدت زلزله) انجام و سپس ارزیابی میشود که قابل قیاس با ساختمان هایی میباشد که طراحی سنتی داشته اند.برای ردیابی و کشف تاثیرات سیستم تکانه ای بر سازه های بلند و میزان پاسخگویی ساختاری فاکتورهایی از جمله میزان نسبت رانش- طویل شدگی در خط محوری دیوار برشی و نیروی حرکت انی مورد بررسی خواهد گرفت.

بخشی از مقاله انگلیسی:

Abstract

In recent years, researchers have proposed damage avoidance design philosophy, instead of traditional design concept, which is inherently damage-oriented, to mitigate suffered damage of buildings. To this end, the rocking system which is a method for limiting seismic forces to structures along with energy dissipation devices and restoring force system have been well established. A considerable number of studies have been conducted to investigate the seismic performances of base-rocking systems on precast segmental bridge piers, shear wall, and steel braced frame. In recent years, a few works have investigated the multiple rocking system behavior; but, there are still vague points about the details and response of this system. Thus, different shear wall buildings (three cases of the rocking structure and one case with a traditional design and 8, 12, 16, and 20 stories) were analyzed under two suits of ground motions levels using precise model. The results demonstrated that, if energy dissipation and post-tensioning tools are implemented properly in the multiple rocking system, (a) higher mode effects are mitigated on shear and moment actions, (b) the drift ratios do not increase approximately compared to the result of traditional wall and get closer to the result of base rocking system, (c) the values of horizontal acceleration remains almost constant with the development of rocking sections over height, (d) residual displacements of buildings are negligible, (e) the centerline elongation of shear walls are not considerable; for taller buildings, they are smaller than shorter ones, and (f) the pounding at the contact surface is not important.

1. Introduction

In recent years, researchers have recognized that using rocking systems will mitigate the suffered damage of buildings in strong earthquakes. Compared with the traditional seismic design methods in which structures are inherently exposed to damage and the financial losses caused by repair or replacement coupled with downtime can be devastating, the base rocking system is expected to mitigate damage and improve post-earthquake serviceability demand. Accordingly, damage avoidance design (DAD) philosophy has been proposed by researchers [1,2]. This concept has been improved by integrating rocking, structural flexibility, post-tensioning tools, and dissipation energy devices in order to control higher displacement demands and dynamic instability during severe earthquakes [3]. A considerable number of experimental and analytical studies have been conducted for evaluating the seismic behavior of rocking systems in terms of energy dissipation devices, self-centering tools, impact at base, and values and distribution of the considered design criteria over the height of structures [1,4–8]. The majority of reported researches have been concentrated on the behavior of precast piers of bridges [9–19], while few studies have works on the seismic behavior of precast shear wall [20–25] or steel braced frame with rocking at base [26,27]. Although the seismic performance of base rocking system for bridge piers and shear walls has been well established, no comprehensive research has been carried out on the efficiency of multiple rocking sections over the height of shear walls or steel braced buildings. Distribution of seismic demands over the height of buildings is essentially different from bents of bridges which generally behave as a-single-degree-of-freedom structures. In this regard, Wiebe and Christopoulos [28] investigated the seismic performance of multiple rocking sections over the height of five predetermined shear wall models that were designed using natural period and nearly code based assumptions. Simple and global nonlinear concentrated hinge models at rocking joints were provided to simulate the actual behavior at rocking sections. They concluded that using multiple rocking joints over the height of buildings could mitigate the effects of higher modes on shear and bending moments, while elongations, displacements, and horizontal acceleration increase. However, evaluating the efficiency of multiple rocking systems needs employing a refined and precise nonlinear model at rocking bases and over the building height; also, to develop a new system for DAD, all the considered design criteria which influence the performance of a building should be investigated. Thus in the present research, a comprehensive study was carried out by the precise model of rocking systems. The efficiency of using multiple rocking sections on shear wall buildings was also investigated on the four height levels of buildings (i.e. 8, 12, 16, and 20 stories) and three alternatives of rocking sections (i.e. base, base and mid height, and multiple rocking sections on every second story). For comparison with the conventional design, for each building, one shear wall designed by the current design code was also considered. Seven seismic performance design criteria at two levels of earthquake intensity were evaluated and compared with the traditional design building to discover the effect of multiple rocking sections over height on the structural response. These criteria include inter-story drift ratio, residual drift, elongation at centerline of wall, shear and moment forces, concrete toe crushing at the edge of contact surface in rocking sections, and distribution of dissipated energy through dissipators over height).

ارزیابی پارامتری سازه های نگهبان میخ کوبی خاک در خاک های چسبنده و غیر چسبنده

Parametric assessment of soil-nailing retaining structures
in cohesive and cohesionless soils

1. Introduction

Soil nailing is an in situ construction technique used for enhancing the stability of retaining walls, slopes, and excavations. Because of advantages such as low cost, easy construction, mature construction techniques, and short construction period it has been widely used in engineering. It can be used to allow the safe over-steepening of new or existing soil slopes or as a remedial measure to treat unstable natural soil slopes. The method involves the insertion of reinforcing elements (i.e., nails) into the slope. General-purpose reinforcing bars (‘rebar’), but also hollow-system or proprietary solid bars are available. Hollow bars may be drilled and grouted simultaneously by a sacrificial drill bit, pumping grout down the hollow bar as drilling progresses; solid bars are usually installed into pre-drilled holes and then grouted into place using a separate grout line. Nails work predominantly in tension, under certain circumstances, but may also work in bending and/or shear. Nails are integrated tightly with the soil around them; therefore they can form a type of composite soil. Such composite soils rely mainly on the frictional force of the contact surface. The details of a typical nail and tension anchors are presented in Figs. 1 and 2. Many observations have been made on the performance of experimental retaining walls reinforced with dynamically driven nails [1–4]. Yin et al. [5] presented a simplified analytical method for calculating the maximum shear stress of the nail-soil interface. In order to examine the effects of several important parameters on the maximum shear stress of the nail-soil interface, they conducted an extensive parametric study. It was observed that when there was no grouting pressure, maximum shear stress increased with decreasing drill-hole radius or increasing failure surface distance, overburden pressure, or dilation angle. Zhang et al. [6] used centrifuge model tests and investigated failure and deformation of a nailing-reinforced slope. They performed a series of centrifuge model tests under vertical-surface loading conditions, considering different nail lengths and slope gradients. The deflection of nails increased with the increasing load pressure, and showed diverse features in distribution in the lower and upper parts of the slope. Ng and Lee [7] also used a three-dimensional parametric to study soil nails for stabilizing tunnel faces. Cheuk et al. [8] investigated on numerical experiments of soil nails in loose fill slopes subjected to rainfall infiltration effects. Davies and Morgan [9] studied on the serviceability of soil nailed slopes. They evaluated the influence of the effective stress on the serviceability of nailed cut slopes. Their experiments showed that the nail loads can increase remarkably when an earth structure is subjected to a reduction in effective stress. Such reduction will normally occurs from an increase in pore water pressure. Wu et al. [10] studied the influence of cohesion (C) and internal-friction-angle (u) values on a slope reinforced by a soil-nailing wall in a thick miscellaneous fill site. They concluded that the internal friction angle and cohesion of the soil (i.e. shear strength parameter of the soil) have great influence on the stability of the soil nailing slopes. Their analysis shows that if c and u values are reasonably chosen, the slope reinforced by soil nailing wall will be much safer. Cheuk et al. [11] investigated the effect of soil-nail orientations on stabilizing mechanisms of loose-fill slopes. They recommended the use of steeply inclined nails throughout the entire slope to prevent global instability, although stating this could lead to significant slope movement, especially with prevailing sliding failure. Dong et al. [12] explored seismic analysis and design methods for soil-nailing retaining walls. Their analysis model provides a new approach for seismic design and seismic analysis of soil-nailing retaining walls. Zhang et al. [13] discussed extensively the relationship between stability and deformation of soil-nailing structure. They offered a new idea and method to determine deformation of similar supporting structures. The new method has some significance for improving the specifications of foundation pits. They also calculated the deformation of soil-nailing structures. Zhang et al. [14] evaluated the load-deformation behaviour of soil nails using a hyperbolic pull-out model. They studied the interaction mechanism of a soil nail and the surrounding soil and its influential factors. Accordingly, a hyperbolic shear stress– shear strain relationship was proposed using a pull-out model to define the load-deformation behaviour of a cement-grouted soil nail. The proposed model was efficient and accurate, as the laboratory soil-nail pull-out test results in the literature were highly consistent with simulation results. Wang and Wu [15] proposed a new technique to calculate the seismic active earth pressure of soil-nailing retaining structures. Their results show that lateral pressure of supporting structures under earthquake ground motions can be effectively reduced with soil nails. Seo et al. [16] investigated the optimization of soil-nailing retaining wall design considering three failure modes: shear failure, the pull-out failure, and face failure. They theoretically verified the mechanical behaviour of face failure, shear failure, and pull-out failure. The proposed design procedure of soil nailing presented here could be a more satisfactory design procedure in the actual field. In the last decades the technology of shorting systems, particularly soil-nailing retaining structure, has significantly improved. Some of the most recent technology is mentioned above. The main objective of the present research is to assess the behaviour of soil-nailing retaining structures after a parametric assessment of the measured data from numerical simulation for a real-scale soil-nailing retaining structure.

مقاله انگلیسی رایگان

ترجمه فارسی رایگان 

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

چکیده
این مقاله عملکرد مفهوم فیوز ساختاری توسعه یافته برای استفاده به عنوان یک سیستم جداسازی لرزه ای در طراحی و مقاوم سازی دیوارهای ساختمانی پر را بررسی می کند. یک برنامه آزمایشگاهی توسعه یافته و برای مطالعه رفتار سیستم فیوز ساختاری تحت بارهای چرخه ای و ارزیابی عملکرد سیستم با مواد ساختمانی مختلف اجرا شده است. تست های چرخه ای با اعمال بارهای جابجایی کنترل شده در طبقات اول، دوم و سوم فریم تست فولادی سه طبقه ی دو دهانه با دیوارهای اجری پر با استفاده از پروتکل بارگیری شبه استاتیک انجام شد تا یک پاسخ حالت اولیه در سیستم ساختاری ایجاد نماید. مطالعه پارامتری نیز با جایگزینی پنل های اجری پر با دیوارهای پر ساخته شده از واحد های ساختمانی بتنی و بلوک های بتنی سبک اتوکلاو و اعمال لودهای افزایشی یکنواخت ، جایجایی کنترل شده در طبقه بالای فریم تست کامل شد.
کلمات کلیدی: دیوارهای پر ساختمانی؛ جداسازی لرزه ای؛ تست بار جانبی چرخه ای؛ فیوز ساختاری
1-مقدمه
دیوارهای ساختمانی پر یکی از عناصر ساختمانی رایج در سراسر جهان می باشند. دیوارهای پر ساخته شده از مواد ساختمانی مختلف اغلب هم در ساختارهای بتنی و هم فولادی برای پر کردن دریچه های فریم استفاده می شوند. این نوع از ساخت و ساز به ویژه در کشورهای در حال توسعه رایج می باشد که مواد ساختمانی مانند اجرهای رسی، واحدهای ساختمانی بتنی، و کاشی های خاک رس توخالی به راحتی در دسترس هستند. در بسیاری از موارد، دیوارهای پر به عنوان عناصر معماری رفتار شده و تاثیر ان روی رفتار ساختار در نظر گرفته نشده است. این فلسفه طراحی می تواند به طراحی غیراقتصادی همچنین رفتار غیرقابل انتظار و حتی فروپاشی فاجعه بار منجر گردد.
توسط محققان زیادی مستند شده که دیوارهای ساختمانی پر به طور چشمگیری رفتار صفحه ای و پاسخ فریم های ساختاری را تحت تاثیر قرار می دهند. دیوارهای پر ساختمانی سفتی فریم ساختار را افزایش می دهند و در کل در محدود کردن خمش ساختمان تحت بار جانبی کمک می کند. گرچه این افزایش در سفتی برای محدود کردن لغزش ساختمان در طی طوفان های بادی و زلزله های جزئی تا متوسط مفید می باشد، می تواند تاثیر منفی روی کارایی ساختار ها در رخدادهای زلزله ای داشته باشد. یک مقاله مروری جامع در مورد این مسئله توسط نشان داده شده است.
خواص ساختاری دیوارهای ساختمانی پر اغلب توسط طراحان نادیده گرفته شده است که افزایش در سفتی و کاهش بالقوه در چکش خواری اعمال شده در فریم های ساختاری با افزودن مواد ساختمانی پر تقویت نشده را نادیده گرفته اند. نوعا، فری های ساختمانی بتنی و فولادی برای مقاومت در برابر جاذبه و بارهای جانبی طراحی شده اند. دیوارهای پر اغلب به صورت عناصر غیرساختاری در نظر گرفته شده اند گرچه آنها تاثیر چشمگیری روی رفتار صفحه ای و عملکرد لرزه ای ساختار دارند.
ناددیه گرفتن سهم دیوارهای پر ساختمانی در استحکام و سفتی فریم های ساختمانی می تواند به آسیب دیوارهای ساختمانی و همچنین استفاده ناکارآمد از مواد و طراحی غیراقتصادی منجر گردد. طبق غفلت از اثر پنلهای پر، همانطور که با کدهای ساختمانی مختلف پیشنهاد شده است، به طراحی لرزه ای سالم منجر نمی شود. این فرض که دیوارهای بنایی پر در فریم های فولاد و بتن تنها ظرفیت بار جانبی این ساختارها را افزایش می دهد یک تصور غلط می باشد. این نظارت می تواند به تشدید آسیب ساختاری و فروپاشی ساختمان منجر گردد که توانایی فریم برای پراکنده ساختن انرژی لرزه ای ورودی به طور چشمگیری دست بالا در نظر گرفته شده است. فشار بالا بر دیوارهای پر و ایجاد مکانیسم فروپاشی در فریم های ساختاری می تواند اتفاق افتد اگر برهم کنش ترکیبی بین دیوارهای پر ساختمانی و فریم های اتصال در طی طراحی در نظر گرفته نشده باشد. دو فلسفه طراحی رایج توسعه یافته اند که تاثیر دیوارهای پر روی پاسخ فریم های ساختاری به بارهای جانبی را در نظر می گیرند. یک روش جداسازی دیوارهای پر از فریم های اتصال با شکاف فیزیکی می باشد. این به فریم اجازه می هد تا مستقل از دیوارهای ساختمانی عمل نماید و بدون در نظر گرفتن برهمکنش بین عناصر فریم و پنل های پر طراحی گردد. جداسازی پنل های پر از فریم می تواند از شکستگی شدید و آسیب به مواد ساختمانی پیشگیری نماید. این یک ملاحظه مهم می باشد از آنجایی که باقیمانده پر کردن از دیوارهای پر آسیب دیده و فروریخته یک مسئله ایمنی زندگی برای ساختمانها در نواحی لرزه ای می باشد . با جداسازی دیوارهای پر از فریم های بتنی یا فولادی ، ساختار می تواند انرژی لرزه ای ووردی را در یک حالت قابل پیش بینی و ایمن پراکنده سازد.
روش دوم طراحی رایج برای فریم های ساختاری پر برای تشخیص سهم پنل ها در قدرت و سفتی فریم ساختاری و طراحی دیوارهای ساختمانی به عنوان عناصر ساختاری می باشد. در بسیاری از موارد اندازه اعضای ساختاری در فریم ساختمان با محدودیتهای رانش ساختمان یا معیار تعمیرپذیری دیگر به جای ملاحظات استحکام دیکته شده است. با در نظر گرفتن خواص ساختاری دیوارهای ساختمانی پر در محاسبات رانش ساختمانی، اندازه اعضای فریم می تواند کاهش یابد، که منجر به طراحی اقتصادی تر می گردد. این روش نیاز به ملاحظات دقیق برهم کنش ترکبیی بین فریم ساختاری و پنل های پر دارد طوریکه هر دو می توانند برای مقاوم سازی ایمن در برابر بارهای جانبی طراحی شوند. یک عیب این روش، این است که فریم ساختاری وقتی که در معرض نیروهای لرزه ای بزرگ قرار می گیرد نمی تواند مستقل از دیوارهای پر عمل نماید. سفتی مازاد پنل های پر دوره طبیعی ساختار را کاهش می دهد که منجر به بارهای لرزه ای بزرگتر می شود. اگر دیوارهای پر به طور مناسب و دقیق طراحی نشده باشند شکستگی شدید دیوارهای ساختمانی پر و ریختن آوار می تواند اتفاق افتد.
یک مفهوم جدید در کارایی و طراحی ویدارهای ساختمانی پر ایده ی سیستم فیوز ساختمانی می باشد. مفهوم فیوز ساختاری دو روش طراحی رایج را با مجاز کردن دیوارهای ساختمانی پر برای درگیر شدن با فریم اتصال تا به یک سطح از پیش تعیین شده ای از بار جانبی ترکیب می کند. شکستگی ترد و شکننده دیوارهای پر یا عناصر فریم با اعمال یک مکانیسم فیوز پیشگیری شده است که مواد پر کردن را از فریم تحت بارهای بیشتر جدا می کند. برای بارهای کمتر، استحکام و سفتی مواد ساختمانی در ترکیب با فریم ساختاری عمل می کند تا خمش های جانبی را محدود نماید. تحت بارهای حانبی بیشتر، پنل های پر، با استفاده از مکانیسم فیوز از ساختار رها شده اند، که از آسیب به دیوارهای ساختمانی و تشکیل مکانیسم شکست فریم جلوگیری می کند. با این سیستم، فریم ساختاری می تواند برای مقاومت بیشتر در برابر نیروهای جانبی بیشتر بدون تاثیر مواد ساختمانی طراحی گردد.
عنصر فیوز جزء کلیدی سیستم فیوز ساختاری می باشد. هدف فیوز استفاده به عنوان یک لینک بین فریم ساختاری و دیوارهای ساختمانی پر و جلوگیری از آسیب به مواد پر کردنی می باشد. تحت شرایط بار نوعی، مکانیسم فیوز نیروهای برش طبقه از فریم ساختاری را به پنل های پر ساختمانی منتقل می کند، که برای مقاوم بودن در برابر بارهای جانبی صفحه ای و محدود کردن خمش های فریم کمک می کند. اگر نیروهای برش طبقه به اندازه کافی زیاد باشندکه باعث رفتار غیرالاستیک در پنل های ساختمانی گردند، عنصر فیوز برای شکست طراحی شده و دیوار پر را از فریم رها می کند قبل از اینکه آسیب برای مواد ساختمانی اتفاق افتد.
یک مطالعه تجربی اولیه نشان داد که مفهوم فیوز ساختاری به خوبی سیستم جداسازی لرزه ای عمل می کند. در این مطالعه ، بارهای جابجایی کنترل شده با افزایش یکنواخت، در بالای طبقه یک فریم آزمایشی فولادی سه طبقه ، دو دهانه با دیوارهای آجری پر و عناصر فیوز دیسک الوار اعمال شده بود. طبق نتایج تست، دیوارهای آجری پر سهم چشمگیری در سفتی صفحه ای فریم تست ایجاد کردند تا نقطه ای که عناصر فیوز شکسته شدند. مکانیسم فیوز به طور موفق پنل های پر را از فریم تست جدا کرد، که از آسیب به مواد ساختمانی اجری جلوگیری می کند. از آنجایی که مطالعه اولیه روی مفهوم توسعه و تصحیح مفهوم بر اساس تستهای یکنواخت متمرکز شده است، یک برنامه آزمایشگاهی پیگیری برای مطالعه پاسخ سیستم فیوز ساختاری تخت یک تاریخچه بار چرخه ای و برای ارزیابی کارایی سیستم با مواد ساختمانی پر مختلف توسعه یافته بود.

بخشی از مقاله انگلیسی:

Abstract

This paper discusses the performance of a structural fuse concept developed for use as a seismic isolation system in the design and retrofit of masonry infill walls. An experimental program was developed and executed to study the behavior of the structural fuse system under cyclic loads, and to evaluate the performance of the system with various masonry materials. Cyclic tests were performed by applying displacement controlled loads at the first, second, and third stories of a two-bay, three-story steel test frame with brick infill walls; using a quasi-static loading protocol to create a first mode response in the structural system. A parametric study was also completed by replacing the brick infill panels with infill walls constructed of concrete masonry units and autoclaved aerated concrete blocks, and applying monotonically increasing, displacement controlled loads at the top story of the test frame.

Keywords: masonry infill walls; seismic isolation; cyclic lateral load testing; structural fuse

1. Introduction

Masonry infill walls are a common building element found throughout the world. Infill walls constructed of various masonry materials are often used in both concrete and steel structures to infill the frame openings [1]. This type of construction is particularly common in developing countries where masonry materials such as clay bricks, concrete masonry units, and hollow clay tiles are readily available [2]. In many cases, infill walls are treated as architectural elements and their influence on the behavior of the structure is not considered. This design philosophy can lead to uneconomical design as well as unexpected behavior and even catastrophic collapse. It has been widely documented by many researchers that masonry infill walls significantly influence the in-plane behavior and response of structural frames [3–18]. Masonry infill walls increase the stiffness of structural frames, and in general help to limit building deflection under lateral loads. Although this increase in stiffness is beneficial for limiting building drift during wind storms and minor to moderate earthquakes, it can have a negative impact on the performance of structures during major seismic events. A comprehensive literature review on these issues is presented by Aliaari [19]. The structural properties of masonry infill walls are often overlooked by designers who do not consider the increase in stiffness and potential decrease in ductility introduced into structural frames by the addition of unreinforced masonry infill materials. Typically, concrete and steel building frames are designed to resist all of the gravity and lateral loads, including wind and seismic forces. Infill walls are often treated as nonstructural elements even though they have a significant influence on the in-plane behavior and seismic performance of the structure [20]. Ignoring the contribution of masonry infill walls to the strength and stiffness of building frames can lead to damage in the masonry walls as well as resulting in an inefficient use of materials and uneconomical design [21]. According to Colombo et al. [22], neglecting the effects of the infill panels, as suggested by various building codes, does not lead to a safe seismic design. The assumption that masonry infill walls in concrete and steel frames will only increase the lateral load capacity of these structures is a common misconception [23]. This oversight can result in severe structural damage and collapse in buildings where the ability of the frame to safely dissipate seismic input energy has been significantly overestimated. Overstressing of the masonry walls and the formation of a collapse mechanism in the structural frame can occur if the composite interaction between masonry infill walls and bounding frames is not accounted for during design. Two common design philosophies have been developed which consider the influence of infill walls on the response of structural frames to lateral loads [24]. One approach is to isolate the masonry infill walls from the bounding frame with a physical gap [25]. This allows the frame to act independently of the masonry walls and to be designed without consideration of the interaction between the frame elements and the infill panels. Isolating the infill panels from the frame can prevent severe cracking and damage to the masonry materials. This is an important consideration since falling debris from damaged and collapsed infill walls is a major life safety issue for buildings in seismic areas. By isolating the infill walls from the concrete or steel frame, the structure can dissipate the seismic input energy in a predictable and safe manner. A second common design method for infilled structural frames is to recognize the contribution of the infill panels to the strength and stiffness of the building frame and design the masonry walls as structural elements [26]. In many cases, the size of the structural members in a building frame is dictated by building drift limits or other serviceability criteria rather than strength considerations. By taking into account the structural properties of the masonry infill walls in the calculation of building drift, the framing members can be reduced in size, resulting in a more economical design. This approach requires careful consideration of the composite interaction between the structural frame and the infill panels so that both can be designed to safely resist lateral loads. A disadvantage of this method is that the structural frame cannot act independently of the infill walls when subjected to large seismic forces. The added stiffness of the infill panels decreases the natural period of the structure, which results in higher seismic loads [7]. Severe cracking of the masonry infill walls and shedding of debris can take place if the infill walls are not properly designed and detailed. A new concept in the performance and design of masonry infill walls is the idea of a structural fuse system [19,25–27]. The structural fuse concept combines the two common design approaches by allowing masonry infill walls to be engaged with the bounding frame up to a predetermined level of lateral load. Brittle failure of the infill walls or frame elements is prevented by the introduction of a fuse mechanism, which isolates the infill material from the frame under higher loads. For lower levels of load, the strength and stiffness of the masonry material work compositely with the structural frame to limit lateral deflections. Under higher lateral loads, the infill panels are disengaged from the structure using the fuse mechanism, which prevents damage to the masonry walls and the formation of a frame failure mechanism. With this system, the structural frame can be designed to resist high lateral forces without the influence of the masonry material. The fuse element is the key component of the structural fuse system. The purpose of the fuse is to serve as a link between the structural frame and the masonry infill walls and prevent damage to the infill material. An extensive analytical and experimental study has been carried out on fuse materials and systems [19,25,28]. Under typical loading conditions, the fuse mechanism transfers the story shear forces from the structural frame to the masonry infill panels, which help to resist the in-plane lateral loads and limit frame deflections. If the story shear forces are sufficiently high to cause inelastic behavior in the masonry panels, the fuse element is designed to “break” and disengage the infill wall from the frame before damage occurs to the masonry material. An initial experimental study [25,28] showed that the structural fuse concept works well as a seismic isolation system. In that study, monotonically increasing, displacement controlled loads were applied at the top story of a two-bay, three-story steel test frame with brick infill walls and lumber disk fuse elements. According to the test results, the brick infill walls made a significant contribution to the in-plane stiffness of the test frame, up to the point where the fuse elements failed. The fuse mechanism successfully isolated the infill panels from the test frame, preventing damage to the brick masonry material. Since the initial study [25,28] concentrated on concept development and proof-of-concepts based on monotonic tests, a follow-up experimental program was developed to study the response of the structural fuse system under a cyclic loading history, and to evaluate the performance of the system with various masonry infill materials.

مقاله انگلیسی رایگان (PDF)

ترجمه فارسی رایگان (PDF)

خرید ترجمه با فرمت ورد

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

1.مقررات طرح های موجود برای دیوارهای برشی فولادی
طی سال های 1980و1990 تحقیقات قابل توجهی به صورت تحلیلی وآزمایشگاهی روی رفتار پس از کمانش سیستم دیوار برشی فولادی بدون سخت کننده(SPSW) انجام شد. این تحقیقات در ابتدا در دانشگاه های کانادا و آمریکا انجام شد( برای مثال [2-6]) که منجر به ادغام مشخصات طراحی سیستم SPSW در آیین نامه ها و استانداردها شد. در سال 1994 در استاندارد طراحی فولادی آمریکا [7] مقررات طراحی برای SPSW تنها به عنوان ضمیمه آیین نامه طراحی اصلی بود. در استاندارد 2001 کانادا[8] بند اجباری برای طراحی دیوار برشی فولادی قرار داده شده است. این استاندارد برای دو حالت شکل پذیری کم و شکل پذیری زیاد دیوار برشی فولادی مقررات دارد. برای SPSW با شکل پذیری کم نیاز به اتصال ویژه تیر به ستون نیست و ضریب رفتار برای این حالت برابر 2 در نظر گرفته می شود. برای SPSW با شکل پذیری زیاد برای اتصال تیر به ستون از سیستم قاب خمشی استفاده می شود و ضریب رفتار برابر 5 در نظر گرفته می شود. بدین ترتیب این آیین نامه برای اطمینان از شکست شکل پذیر، روش طراحی ظرفیت غیر مستقیم را پیشنهاد می کند. در این روش ضریب B ( نسبت مقاومت برشی دیوار برشی فولادی با ضخامت مورد نظر به نیروی جانبی ضریبدار در پایه دیوار برشی فولادی ) برای بزرگنمایی نیروی محوری و لنگر خمشی ستون بدست آمده از تحلیل الاستیک استفاده می شود. این ضریب بزرگنمایی برای ستونی که نیرو و لنگر ان از تحلیل غیر خطی پوش آور بدست آمده استف لازم نیست.
تحقیقات بیشتر در مورد سیستم های SPSW در دهه گذشته، به ویژه تحلیل و طراحی روش های پلاستیکی برای SPSW [9] منجر به تدوین مقررات جدید در مقررات زلزله آیین نامه AISC و آیین نامه کانادا CAN/CSA S16 شد[8.12].
مشخصات SPSW در AISC در حالت حد فروپاشی براساس روش ضریب بار و مقاومت (LRFD) می باشد. مفهوم طراحی ظرفیت در این استاندارد گنجانیده شده است. برای مثال تمام گوشه ها و مرزالمان ها ( مرزهای افقی المان ها / HBE و مرزهای قائم المان ها / VBE ) برای ماکزیمم نیرویی که باعث تسلیم کامل ورق پر کننده می شود، طراحی می شود. این مقررات یک مکانیسم شکست ترجیحی مانند معیار تیر ضعیف – ستون قوی و این که مفاصل پلاستیک تنها در انتهای HBE تشکیل شوند، را نشان می دهد. اخیرا راهنمای AISC 20 برای SPSW [13] با مقررات زلزله AISC برای کامل کردن روش های طراحی توسعه یافت. که شامل مراحل گام به گام طراحی برای دو نوع دیوار برشی فولادی :
SPSW با شکل پذیری بالا (R=7) برای مناطق با لرزه خیزی بالا
SPSW با شکل پذیری کم (R=3) برای مناطق با لرزه خیزی کم
این راهنما مطابق با استاندارد ASCE-05 موجود برای تعیین مینیمم بار ساختمان ها [14]،
ANSI/AISC 360-05 برای سازه های فولادی [15] و مقررات زلزله AISC 2005 [10] توسعه یافت. اگرچه ظرفیت طراحی المان در استاندارد طراحی فولادی اخیر کانادا و آمریکا گنجانده شد وقتی از دیدگاه طراحی بر اساس عملکرد لرزه ای (PBSD) قرار می گیرند دارای محدودیت هایی است.
1. با این آیین نامه ظرفیت قابل توجه تغییر شکل غیر الاستیک سیستم SPSW به طور کامل استفاده نمی شود، به عنوان طراحی در درجه اول طراحی بر اساس نیرو- مقاومت الاستیک که برای رسیدن به رفتار غیر الاستیک از یک ضریب اصلاح پاسخ ،R، استفاده می شود.
2. این راهنما ها مختص یک مکانیسم مطلوب است ولی معادلات طراحی خاص برای رسیدن به این عملکرد مطلوب [16] را به خصوص در VBE و HBE درسیستم SPSW نمی دهد.
3. این استانداردها طراحی گزینه هایی برای انتخاب مکانیسم شکست سازه های SPSW را فراهم نمی کند.
در سالیان اخیر Berman و Bruneau [17] روش منطقی دقیق و نسبتا مؤثر در طراحی ظرفیت
ستون های SPSW (VBE) را پیشنهاد دادند. روش ها ترکیبی از مدل الاستیک SPSW و مفاهیم تحلیل پلاستیک بود. تحقیقات مقررات طراحی ظرفیت در تیرهای مرزی (HBE) در سیستم SPSW را فراهم کرد. این معادلات طراحی به ویژه برای تیرهای anchor ( تیرهای سقف و کف که فقط در یک سمت دارای پانل پرکننده هستند) که دارای مکانیسم خرابی در تیر هستند مفاصل پلاستیک در دو انتها و وسط دهانه ی HBE می باشد. Vian و همکاران [19] استفاده از مقطع کاهش یافته / RBS را برای تحقق مکانیسم شکست ترجیهی طبق ضوابط لرزه ای AISC توصیه کردند.
در طول دهه گذشته، فلسفه طراحی لرزه ای بر اساس عملکرد به عنوان یک طرح لرزه ای امیدوارکننده و کارآمد ظهور پیدا کرده است. PBSD صراحتا روی رفتار غیرالاستیک سیستم سازه ای در روند طراحی تاکید دارد. PBSD بر پایه مفاهیم تحلیل و طراحی پلاستیک، طراحی پلاستیک بر اساس عملکرد ( PBPD ) نامیده می شود. که اخیرا در سیستم های سازه ای مختلف از جمله قاب خمشی فولادی، قاب خمشی فولادی مهاربندی شده و . . . در دانشگاه میشیگان توسع یافته است [22,23]. در این روش طراحی مکانیسم شکست از پیش تعیین شده و تغییرمکان هدف (بر پایه رفتار غیر الاستیک) به عنوان اهداف عملکرد در نظر گرفته شد. تحلیل اعتبار سنجی این روش نشان داد که استفاده از این روش طراحی برای سازه ها در دستیابی به عملکرد از قبل انتخاب شده بسیار موثر بوده است. جزییات این روش و گام به گام روش های بعد از آن توسط Goel و Chao [24] تدوین شده بود. با توجه به تغییرات تدریجی در PBSD نسبت به روش طراحی لرزه ای بر اساس عملکرد معمولی Ghosh و همکاران [25] یک روش طراحی بر پایه تغییر مکان/ شکل پذیری برای سیستم دیوار برشی فولادی با تیرهای دارای مفصل در مرزها (مفصل در دو سر تیر) را پیشنهاد کردند. مشابه همین روش در دانشگاه میشیگان توسعه یافت که تغییر مکان شکل پذیر هدف و مکانیسم تسلیم از پیش تعیین شده معیار طراحی بود. از مفهوم تعادل انرژی غیرالاستیک در این روش طراحی استفاده شد. Ghosh و همکاران. این روش با طراحی SPSW 4 طبقه اتصال مفصلی تیرها تحت حرکات مختلف زمین برای نسبت های شکل پذیری مختلف اعتبار سنجی شد Gupta و همکاران [26]. Ghosh و همکاران با موفقیت روش بر پایه شکل پذیری تغییر مکان غیرالاستیک با استفاده از مقاطع گرم نورد شده موجود (برای المان های مرزی) در آمریکا [15]و هند [27] پیشنهاد دادند. اخیرا توزیع مناسب برش پایه در این روش گسترش یافت[28]. اعمال این روش برای SPSW با اتصال مفصلی تیرها در ارتفاعات مختلف موثر است.

بخشی از مقاله انگلیسی:

1. Existing design provisions for steel plate shear walls

During the 1980s and 1990s, a significant amount of research works, both ‘analytical’ and ‘experimental’, was conducted on the postbuckling behaviour of thin unstiffened steel plate shear wall (SPSW) systems [1]. These research works, conducted primarily in Canadian and U.S. universities (for example, [2–6]), resulted in the incorporation of design specifications for SPSW systems in design standards/codes. In 1994, the Canadian steel design standard [7] included design provisions for unstiffened thin SPSW, although only as an appendix to the main design code. The 2001 Canadian standard [8] incorporated mandatory clauses on the design of steel plate shear walls. This standard had provisions for both ‘limited ductility’ and ‘ductile’ steel plate shear walls. For the limited ductility SPSW, no special requirements were made for the beam-to-column connections and a response modification factor (R) of 2.0 was assigned for these systems. For the ductile SPSW, however, the beam-to-column connections had to be moment resisting and the response modification factor was higher (R = 5.0). In order to ensure a ductile failure mode for SPSW structures, this code recommended an indirect capacity design approach. In this approach, a factor B (ratio of the probable shear resistance at the base of the wall for a given plate thickness to the factored lateral force at the base of the wall, obtained from the calculated seismic load) was used to magnify the moments and axial forces in columns obtained from an elastic analysis. This magnification was not required if column forces and moments were obtained from a nonlinear pushover analysis. Further research on SPSW systems in the last decade, particularly the plastic analysis and design methods for SPSW [9], resulted in newer design provisions, for example, as in the AISC Seismic Provisions [10,11] and the Canadian standard CAN/CSA S16 [8,12]. The AISC SPSW specifications followed the load and resistance factor design (LRFD) format based on the limit state of collapse. The concept of capacity design was incorporated in this standard. For example, all edge/boundary elements (‘horizontal boundary elements/ HBE’ and ‘vertical boundary elements/VBE’) were designed to resist the maximum forces that could be generated by fully yielded steel ‘infill panels’. These provisions also indicated to a preferred mechanism of failure through specifications, such as that the boundary elements were required to be proportioned in order to meet the ‘strong-column-weak-beam’ criterion, and that in boundary elements plastic hinging was permitted only at HBE ends. The recently published AISC Design Guide 20 for SPSW [13] developed the 2005 AISC Seismic Provisions into a complete design methodology. It included step-by-step design procedures as well as design examples for two types of steel plate shear walls: high-ductility SPSW (with R = 7.0) for high-seismic regions and low-ductility SPSW (with R = 3.0) for low seismic regions. This design guide was developed in accordance with the then existing relevant standards ASCE7-05 for minimum design loads in buildings [14], ANSI/AISC 360-05 for structural steel [15], and 2005 AISC Seismic Provisions [10]. Although elements of capacity design concepts were incorporated in the latest Canadian and U.S. steel design standards, there are a few limitations when assessed from a performance-based seismic design (PBSD) perspective 1. Significant inelastic deformation capacity (ductility) of SPSW systems cannot be fully utilised by these codes, as the design is primarily based on an elastic force/strength-based approach where the inelastic behaviour is implicitly accounted for through a response modification factor, R. 2. These guides specify a desirable yield mechanism, however they do not provide specific design equations to attain this yield mechanism [16], especially for the VBE and HBE in the SPSW system. 3. These standards do not provide the designer any option to choose a specific yielding hierarchy or failure mechanism for the SPSW structure. In more recent times, Berman and Bruneau [17] proposed a reasonably accurate and relatively effective capacity design method for SPSW columns (VBE). Their procedure combined a linear elastic model of SPSW and plastic analysis concepts. Research works by [18–21] provided capacity design provisions for boundary beams (HBE) in SPSW systems. These design equations, especially those for ‘anchor beams’ (beams at roof and ground level with infill panels only at one side) were derived considering local collapse mechanism (‘beam mechanism’) with plastic hinges forming at the ends of the HBE and close to the mid-span of the HBE. Vian et al. [19] also recommended the use of ‘reduced beam section/RBS’ at the ends of the HBE to ensure the preferred failure mechanism of the AISC Seismic Provisions. Over the last decade, the performance-based seismic design philosophy has emerged as a promising and efficient seismic design approach. PBSD explicitly accounts for the inelastic behaviour of a structural system in the design process itself. PBSD approaches based on plastic analysis and design concepts called as performance-based plastic design (PBPD) methods were recently developed for different lateral load resisting systems (such as steel moment resisting frames, steel braced frames, etc.) in the University of Michigan [22,23]. In these design methods a pre-selected yield/ failure mechanism and a uniform target drift (based on inelastic behaviour) were considered as performance objectives. The analytical validation of these methods showed that structures designed using these methods were very effective in achieving the pre-selected performance objectives. Details of these methods and step-by-step procedures were later compiled in a book by Goel and Chao [24]. Considering a gradual shift towards PBSD for seismic design methods in general, Ghosh et al. [25] proposed a displacement/ductility-based design methodology for steel plate shear wall systems with pin-connected boundary beams. Similar to the methods developed in the University of Michigan, they also considered the target displacement ductility ratio and a preselected yield mechanism as the design criterion; and an inelastic energy balance concept was used in the formulation of the design method. Ghosh et al. validated this method by designing a four-storey SPSW with pin-connected beams subjected to various ground motion scenarios and for different target ductility ratios. Gupta et al. [26] successfully applied the inelastic displacement ductility-based method proposed by Ghosh et al. using standard hot rolled-sections (for boundary elements) available in the U.S. [15] and in India [27]. More recently, while investigating for a suitable (height-wise) distribution of the design base shear for this method, [28] applied this method effectively to SPSW with pinconnected beams of various heights.

مقاله انگلیسی رایگان

ترجمه فارسی رایگان 

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

چکیده
طراحی حالت حدی سرویس دهی دیوارهای حائل خاک مسلح شده با ژئوسنتتیک (GRS) نیازمند تخمینات دقیق جابه جایی جانبی سطحی در پایان ساخت بعد از سال ها خزش می باشد. بنابراین قبل از ایجاد یک روش ساده اما منطقی برای این هدف، باید مکانیزم دستیابی به جابه جایی جانبی سطحی دراز مدت باید مشخص شود. در این مطالعه تحلیل های اجزا محدودی وسیعی با استفاده از روش اجزا محدود واسنجی شده برای بررسی و تلاش برای فهمیدن بهتر جابهجایی های جانبی سطحی دیوارهای GRS قطعه قطعه در پایان ساخت و بعد از ۱۰ سال خزش تحت بارگذاری ثابت وزنی انجام گرفت. از این مطالعات بدست می آید که از بین دو مولفه اصلی جابهجایی های جانبی سطحی، تغییر شکل ناحیه خاک مسلح شده به سختی بوسیله فاصله و سختی مسلح کننده بدست آمد، در حالی که تاثیر طول مسلح کننده بسیار ناچیز بود. همچنین سختی خاک اگر سختی مسلح کننده بزرگ و یا فاصله مسلح کننده کم استفاده شود، نقش مهمی در تغییر شکل جانبی ایفا می کند.
برای مقایسه ی طول مسلح کننده برای یک وسعت بسیار زیاد، جابهجایی های جانبی را در پشت ناحیه ی خاک مسلح شده تعیین کردند. با طول مسلح کننده ثابت، با ناحیه خاک مسلح شده می توان رفتار مشابه تیر عمیق انتظار داشت. سپس جابهجایی در پشت ناحیه خاک مسلح شده توسط فشار زمین، عمق تیر و سختی تیر تعیین شد. باقی انها تابعی از سختی خاک، فاصله مسلح کننده ها، سختی مسلح کننده و سختی سطح می باشد. از مطالعات بدست آمده که سختی های ایزوترون برای تغییر شکلهای جانبی دیوارهای GRS تحت شرایط تنش اعمالی می توان استفاده کرد.
مقدمه
خاک مسلح شده با ژئوسنتتیک (GRS) دیوارهای حائل بطور گسترده به عنوان سازه های دائمی در بسیاری کشورها استفاده می شود. ایمنی همیشه اولین مسئله در طراحی سازههای حائل زمینی بوده. اما بهره برداری از سازه های حائل زمینی نیز از اهمیت یکسانی برخوردار است.
برای دیوارهای حائل GRS دائمی که برای ۷۵-۱۰۰ سال عمر طراحی شده اند، حالت حدی سرویس دهی از اهمیت یکسانی با حالت حدی مقاومت برخوردار است و در طراحی باید چک شود(AASHTO, 2007). برای این هدف (AASHTO (2007 و (FHWA (Elias et al., 2001 هر دو روش پیشنهاد شده توسط (Christopher (1993 را پیشنهاد دادند. که ماکزیمم جابهجایی جانبی دیوارهای GRS ساده در انتهای ساخت را تخمین می زند. تغییر شکل دراز مدت در این روش به حساب آورده نشده است.
با این وجود تغییر شکل دراز مدت بدلیل خزش را برای دیوارهای GRS نمیتوان نادیده گرفت (e.g. Fannin, 2001; Benjamim et al., 2007;Yang et al., 2009). حتی با وجود استفاده خاکریز دانه ای تمیز با خزش کم جابهجایی افقی دیوارهای GRS بدلیل خواص وابسته زمانی بعضی مسلح کنندههای ژئوسنتتیک مانند پلیتیلن با تراکم بالا (HDDE) و پلیپروپیلن (PP)، ژئوگریدها (e.g., Allen and Bathurst,2002; Liu and Ling, 2007; Liu and Won, 2009)، می تواند به گسترش ادامه دهد. همچنین اگر ژئوسنتتیکهای نوع پلیاستر (PET) دا پلیپنیل الکل (PVA) استفاده شود. این مقدار کوچک خواهد بود(e.g., Kaliakin et al., 2000; Kongkitkul et al., 2010). گذشته از این روش های تجربی تاثیرات متفاوت سختی خاک را، با فرض استفاده از خاکهای دانه ای با مقاومت و تراکم بالا به عنوان مصالح خاکریز، به حساب نمی آورند. اگرچه مطالعات گسترده نشان می دهد که مقاومت و سختی خاکریز نقش مهمی را در جابهجایی جانبی دیوارهای GRS بازی میکند(e.g., Rowe and Ho, 1998; Helwany et al., 1999; Ling andLeshchinsky, 2003; Ling et al., 2005).
روشهای تحلیل ساده برای تحلیل سازه های خاک مسلح تحت شرایط تنش اعمالی وجود دارد، که بعضی از آنها قابلیت تخمین جابهجایی جانبی سطحی را دارد (e.g.Ehrlich and Mitchell, 1994; Allen et al., 2003; Klar and Sas, 2009;Correia et al., 2011). اما چگونگی یافتن تغییر شکل خزشی هنوز در روشهای موجود حل نشده است. بطور جایگزین روشهای عددی می تواند با دقت بالا تغییر شکل جانبی دیوارهای خاک مسلح را تخمین بزند، که مدل های مناسبی برای شبیه سازی خاک خاکریز، ژئوسنتتیک و اندکنش خاک-سازه فراهم می کند(e.g., Christopher, 1993; Karpurapu andBathurst, 1995; Rowe and Ho, 1998; Helwany et al., 1999, 2007;Rowe and Skinner, 2001; Ling and Leshchinsky, 2003; Ling et al.,2004; Hatami and Bathurst, 2006; Guler et al., 2007; Yoo andKim, 2008; Ling and Liu, 2009). با مدلهای مناسب خواص وابسته به زمان خاک ها و ژئوسنتتیک ها (e.g.,Hirakawa et al., 2003; Kongkitkul et al., 2004, 2007; Liu and Ling,2005, 2007; Yeo and Hsuan, 2010)، تغییر شکل دراز مدت سازههای خاک مسلح را نیز با استفاده از روش های عددی می توان بدست آورد (e.g., Helwany and Wu, 1997; Li and Rowe, 2001, 2008;Skinner and Rowe, 2003, 2005; Rowe and Taechakumthorn,2008; Bergado and Teerawattanasuk, 2008; Liu and Won, 2009;Liu et al., 2009; Li et al., 2011).
در این مطالعه روش اجزا محدودی که برای رفتار دراز مدت سازه های خاک مسلح واسنجی شده همانند Liu and Won(2009) برای بررسی های پایان ساخت و تغییر شکل های دراز مدت دیوارهای حائل قطعه قطعه شده با ژئوسنتتیک تحت شرایط اعمالی استفاده می شود. در این مطالعه تلاش برای فهمیدن مکانیزم تغییر شکل که در آینده به عنوان روش سادهای ایجاد کرد که تغییر شکل جانبی سطحی را با هدف طراحی حالت حدی سرویس دهی تخمین بزند. در این مطالعه تنها خاک دانهای خاکریز در نظر گرفته شده است، که فرض شده که مستقل از زمان و هیچ اضافه باری بر سطح خاکریز دیوارهای مسلح اعمال نشده. دیوارها برای ۱۰ سال خزش تحت بارگذاری وزنی ثابت در انتهای ساخت تحلیل شدند.

بخشی از مقاله انگلیسی:

abstract

The service limit-state design of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) retaining walls requires accurate estimation of the lateral facing displacement at the end of construction as well as after years of creep. However, before a simplistic but rational methodology for this purpose can be developed, mechanisms governing the short-term and long-term lateral facing displacements must be clarified. In this study, extensive Finite Element analyses were carried out using a calibrated Finite Element procedure to investigate and attempt to better understand the lateral facing displacements of segmental GRS walls at the end of construction and after 10 years of creep under constant gravity loading. The study found that among the two main components of lateral facing displacement, the deformation of reinforced soil zone was largely governed by reinforcement spacing and reinforcement stiffness, while the influence of reinforcement length was negligible. Soil stiffness also played an important role in the lateral deformation if large reinforcement stiffness and/or small reinforcement spacing were used. In contrast, reinforcement length to a very large extent determined the lateral displacement at the back of reinforced soil zone. With constant reinforcement length, the reinforced soil zone could be treated as a deep beam. The displacement at the back of reinforced soil zone was then determined by the earth pressure, beam depth, and beam stiffness, the last of which is a function of soil stiffness, reinforcement spacing, reinforcement stiffness, and facing stiffness. The study found that isochrone stiffness can be used to interpret the lateral deformation of GRS walls under working stress condition.

1. Introduction

Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) retaining walls are used extensively as permanent structures in many countries. Safety has always been the first concern in designing earth retaining structures. But the serviceability of permanent earth retaining structures is of equal importance. For permanent GRS retaining walls designed with an expected life of 75e100 years, the “service limit state” is as important as the “strength limit state” and must be checked during the design stage (AASHTO, 2007). For this purpose, AASHTO (2007) and FHWA (Elias et al., 2001) both suggest the empirical method proposed by Christopher (1993), which estimates the maximum lateral displacement of simple GRS walls at the end of construction (EOC). Long-term deformation is not taken into account in this method. Nonetheless, long-term deformation due to creep cannot be neglected for GRS walls (e.g. Fannin, 2001; Benjamim et al., 2007; Yang et al., 2009). Even using clean granular backfill with small creep, the horizontal displacement of GRS walls can continue to develop due to the time-dependent properties of some geosynthetic reinforcements, such as high-density polyethylene (HDPE) and polypropylene (PP) geogrids (e.g., Allen and Bathurst, 2002; Liu and Ling, 2007; Liu and Won, 2009), although it may be small if polyester (PET) or polyvinyl alcohol (PVA) type of geosynthetics is used (e.g., Kaliakin et al., 2000; Kongkitkul et al., 2010). Besides, the empirical method does not take into account the effects of soil strength or soil stiffness, assuming that wellcompacted and high-strength granular soils are used as backfill materials. However, extensive studies have shown that backfill strength and stiffness play critical roles in the lateral displacement of GRS walls (e.g., Rowe and Ho, 1998; Helwany et al., 1999; Ling and Leshchinsky, 2003; Ling et al., 2005). Simplistic analytical methods also exist for the analyses of reinforced soil structures under working stress condition, some having the capacity to estimate lateral facing displacement (e.g. Ehrlich and Mitchell, 1994; Allen et al., 2003; Klar and Sas, 2009; Correia et al., 2011). But how to address the issue of creep deformation is still not resolved in the existing methods. Alternatively, numerical methods can accurately estimate lateral deformation of reinforced soil walls, provided that proper models are used to simulate backfill soil, geosynthetics, and soilestructure interaction (e.g., Christopher, 1993; Karpurapu and Bathurst, 1995; Rowe and Ho, 1998; Helwany et al., 1999, 2007; Rowe and Skinner, 2001; Ling and Leshchinsky, 2003; Ling et al., 2004; Hatami and Bathurst, 2006; Guler et al., 2007; Yoo and Kim, 2008; Ling and Liu, 2009). With proper modeling of the time-dependent properties of soils and/or geosynthetics (e.g., Hirakawa et al., 2003; Kongkitkul et al., 2004, 2007; Liu and Ling, 2005, 2007; Yeo and Hsuan, 2010), the long-term deformation of reinforced soil structures can also be captured by numerical methods (e.g., Helwany and Wu, 1997; Li and Rowe, 2001, 2008; Skinner and Rowe, 2003, 2005; Rowe and Taechakumthorn, 2008; Bergado and Teerawattanasuk, 2008; Liu and Won, 2009; Liu et al., 2009; Li et al., 2011). In this study, a Finite Element procedure that was calibrated for long-term behavior of reinforced soil structures as per Liu and Won (2009) was employed to investigate the end of construction (EOC) and long-term deformations of geosynthetic-reinforced segmental retaining walls under working stress condition. The study attempts to understand the deformation mechanisms so that a simplistic methodology can be developed in the future to estimate lateral facing displacement for the purpose of service limit-state design. Only granular backfill soil was considered in this study, which was assumed to be time-independent, and no surcharge was applied on the backfill surface of retaining walls. The walls were analyzed for 10 years of creep under constant gravity loading following the end_of_construction (EOC).