مبتدی (مناسب برای درک مفهوم کلی مطلب) 

2.2 اب شور یا تزریق مجدد گازها در زیر سطحی بالاتر از آستانه طبیعی، افزایش فشار منفذی و کاهش اصطکاک در حجم و در نتیجه خطوط گسل را فراهم می‌کند که اجازه تغییر تدریجی یا فعال شدن ناگهانی ناپیوستگی های تکتونیکی می شود. این پدیده با هر نوع مایع تزریق‌شده در زمین گرمایی نشان داده می‌شود (به عنوان مثال، زمین گایزر در شمال کالیفرنیا ، ایبرهارت فیلیپس و اوپنهایمر ، 1984 ، یا نیروگاه بازل در سوئیس ، کرافت و همکاران ، 2009). در تزریق فاضلاب از قبیل تشکیل (,Arbuckle اربكل ) در میدان نفتی اوکلاهاما (کرنان و همکاران، ۲۰۱۳) یا مخزن زیگونگ در جنوب غربی استان سیچوان چین (لی و همکاران، ۲۰۱۳؛ دل پتر و دیز، ۲۰۱۵؛ وایت و فاکسال ، ۲۰۱۶). ثابت شده‌است که پوسته در وضعیت بحرانی فشار، نزدیک به شکست قرار دارد و اختلالات کوچک فشار منافذ ممکن است ، فعال‌سازی گسیختگی سنگ را در امتداد سطوح مرتبط با گسل را با توجه به میدان تنش منطقه‌ای تعیین کند (به عنوان مثال، دگرساز + زوباک ، ۲۰۱۷).
بنابراین، افزایش فشار منفذی به مقادیر بزرگتر از آنچه که به طور طبیعی در یک حجم پوسته اتفاق میافتد، ممکن است فعالسازی عیب، صرفنظر از تنظیمات تکتونیک، را تعیین کند. با این حال تشخیص بین مصرف تزریق مایع و تحریک بسیار مهم است که آشفتگی زیادی از فشار منافذ ایجاد میکند.
یشترین مقدار گزارش شده برای این نوع لرزه ها یا شدت لرزه در اوکلاهما، M 5.8در رویداد pawnee ۲۰۱۶ است (لنگنبروچ و زوباک ، ۲۰۱۶). فشار میدان دور ممکن است به تولید زمین لرزه حتی در چندین کیلومتر فاصله با توجه به چاه های تزریق رخ دهد (یک و همکاران، ۲۰۱۶). وابستگی زمانی زمین لرزه مرتبط به فاصله، میزان فشار ارایه شده و نفوذپذیری بستگی دارد (به عنوان مثال، جوانز و همکاران، ۲۰۱۶؛ آلبانو و همکاران، ۲۰۱۷ و مراجع در آن).

سنگ شنایی ها و تخلخل مرتبط با ان میتوانند تشدید شوند؛ به عنوان مثال، تخلخل پراکنده ممکن است باعث فشار منفذی بالاتر نسبت به تخلخل متمرکز شود (شاه و کلر، ۲۰۱۷). در سد زیگونگ، از اوایل سال ۲۰۰۹ تا میانه سال ۲۰۱۱، بیش از ۱۲۰، ۰۰۰ متر مکعب آب فاضلاب تحت فشار سرچاه، در حدود به ۲ /6 مگاپاسکال به داخل کربونات ها در عمق ۲ / ۲ کیلومتر پمپ شد. این باعث بوجود آمدن ۷۰۰۰ شدت لرزه میشود، که دو مورد از آنها بود ML 4e4.4، عمدتاً بین ۲.۵ تا ۴ کیلومتر پایینتر از پایین چاه متمرکز بوده و یک توزیع نیمه ماه را نشان میدهد، اما به طور محلی بر روی شکستگی ها و گسل های موجود متمرکز شده است (لی و همکاران، ۲۰۱۳). لرزهها در شعاع . 4e12 از نقطه تزریق، به عنوان تابعی از حجم سیال شناسایی شدند ( مک گر، 2014 ). ضریب نفوذ هیدرولیکی سیال در حجم سنگ اطراف چاه به ۰.۱ متر مربع محاسبه شده است (به عنوان مثال، لی و همکاران، ۲۰۱۳). این نوع فولاد نوع دوم در شکل ۲، یعنی، تزریق مجدد لرزه است.
3. ۲ تزریق مایع یا سیال در فشار فوق لیتواستاتیک ، شدت لرزه و شکست هیدرولیکی را تعیین میکند؛ که به عنوان شکست هیدرولیکی یا استخراج نفت از طریق تزریق گاز شناخته می شود. (کینگ و ویلیس ، 1972 ؛ شولتز ، 2013) اما این نوع از تکنیک های اجرایی بیشتر در عمق سطحی مورد استفاده قرار می گیرند و بنابراین معمولاً فقط با شدت لرزه سطحی در ارتباط هستند که ممکن است به دلیل عمق کم احساس شوند. شکست هیدرولیکی نشانداده است که حداقل در صورتی که گسل های موجود از قبل دوباره فعال شوند، زلزله حداقل تا M ۳.۹. بزرگتر ، پیش بینی می گردد. شکست هیدرولیکی یک پدیده طبیعی شناختهشده نیز هست (به عنوان مثال، سیبسون، ۱۹۸۱)، از آنجایی که سابقه سنگی اثرات تغییر شکل را با فشار بیش از حد ناشی از پدیده مخروطی(coseismic)نشان می دهد (دگلیونی و همکاران، ۲۰۱۴). این نوع شدت لرزه ناشی از نوع سوم در شکل 3 ، به عنوان مثال ، زمین لرزه های شکست هیدرولیکی می گویند.

2.4 استخراج مایع یا تزریق مایع زیرزمینی، یا پر کردن یا خالی کردن دریاچه های مصنوعی، بار گذاری ایستایی را اصلاح میکند، که بیشترین تنش اصلی در تنظیمات تکتونیک، حداقل فشار اصلی در تنظیمات انقباض تکتونیک، و فشار اصلی میانی در تنظیمات لغزش امتدادی است. در حقیقت، شدت لرزه طبیعی مرتبط با گسل در نواحی دارای بار گذاری ایستایی بزرگتر و در سطح بالاتر توپوگرافی رخ میدهد، در حالی که شدت لرزه در فرایند زمین شناسی توپوگرافی مرتبط با رانش پایین ، بیشتر تکرار میشوند ( کارمیناتی و همکاران، ۲۰۰۴). با توجه به مقادیر فشار رانش زمین افزایش بار گذاری ایستایی ممکن است به فعالسازی گسل های طبیعی کمک کند، در حالی که کاهش آن ممکن است باعث ایجاد گسل در آنها شود. به عنوان مثال، پر کردن یک دریاچه مصنوعی میتواند شدت لرزه طبیعی مرتبط را ایجاد کند. بیشترین مقدار استنباط شده برای این نوع شدت لرزه ایجاد شده ناشی از القا در سال ۱۹۶۷ (گوپتا و رستوگی ، 1976 ؛ گوپتا ، 2002). در شکل ۶.۵ را در مخزن کوینا در هند نشان می دهد. مایع سیال میتوانند به زیرزمین نفوذ کنند تا اصطکاک را کاهش دهند. این نوع IV شدت لرزه ایجاد شده در شکل ۴، یعنی زنین لرزه ای بارگذاری شده است.

مبتدی (مناسب برای درک مفهوم کلی مطلب) 

3. پارامترها و روندهای محاسباتی
3.1: تعریف سطح عملکردی و مقادیر حدی متناظر
جابجایی افقی یا رانش طبقه پارامترهای مشترک مورد استفاده در سطوح عملکردی در طراحی ساختاری مبتنی بر عملکرد و ارزیابی می باشند. با این حال، آسیب ساختاری تحت یک زلزله شکل های مختلفی را به خود می گیرد و میزان آسیب سازه ممکن است به طور کامل با حداکثر تغییرشکل یا رانش طبقه تنها بازتاب نشود. به همین دلیل است که می بایست شاخص های منطقی به منظور ارزیابی میزان آسیب سازه بکار برده-شود. حداکثر تغییرشکل یک سازه و انرژی پسماند آن فاکتورهای اصلی برای تعیین کمی آسیب سازه می-باشند. براساس مدل مشهور ParkAng [22]، در این جا مدل تصحیح شده پیشنهادی توسط Kunnath et al. [23] به منظور ارزیابی آسیب سازه ها بکار برده می شود، که چنین می باشد:
که درآن D شاخص آسیب، μ_m ضریب شکل پذیری هنگامی که سازه تحت حرکت زمین زلزله به حداکثر تغییرشکل الاستیک – پلاستیک می رسد، μ_u ضریب شکل پذیری وقتی سازه تحت بارگذاری یکنواخت شکست می خورد، F_y مقاومت تسلیم، x_y جابجایی تسلیم، E_h اتلاف انرژی پسماند انباشته تحت حرکت زمین زلزله، و β یک پارامتر ثابت می باشد که نسبت آسیب تجمعی حاصل از انرژی پسماند را نشان می دهد. Negro [24] مقادیر β معمول مرتبط با رفتار کلی سازه ها را از طریق ارزیابی وبرآورد تجربی، ارزیابی کرد. برای سازه با شکل پذیری بالا، β باید مقادیر کم را به خود بگیرد، و برعکس. در این مطالعه، β به منظور نشان دادن طراحی شکل پذیر پایه برابر با 0.1 درنظر گرفته شده است.
برای ارتباط سطوح عملکردی با شاخص آسیب حاصل از مدل Park-Ang پیشنهادی، ابتدا می بایست سطوح عملکردی و محدوده شاخص آسیب تعیین شوند. چهار سطح عملکردی، به نام عملیاتی، اشغال فوری، ایمنی زندگی، و جلوگیری از فروریختگی، توسط FEMA-356 [25] به منظور توصیف حالات آسیب ساختاری پیشنهاد شده اند. مجموعه بزرگی از آسیب ساختاری لرزه ای مشاهده شده است، که به منظور کالیبره کردن شاخص آسیب در معادله (4) بکار می روند؛ این امر نشان می دهد که D=(0.2–0.5) مرز آسیب قابل تعمیر و آسیب غیر قابل تعمیر است در حالی که مقدار D نزدیک به صفر الاستیسیتی بدون آسیب را نشان می دهد. بنابراین، یک سطح عملکردی اضافی به نام کنترل آسیب بین اشغال فوری و ایمنی زندگی [26] پیشنهاد شد. محدوده شاخص های آسیب برای هر سطح عملکردی در جدول 2 لیست شده است.

3.2: روش تحلیل و پارامترهای سازه ای
معادله تعادل دینامیک سیستم SDOF غیرخطی که در معرض زلزله می باشد، با رابطه زیر داده می شود:
که درآن c ضریب میرایی، f_s نیروی بازگرداننده ی سازه، x جابجایی نسبی، و x_g جابجایی زمین می باشد.
برطبق تعریف ضریب کاهش مقاومت در معادله (2)، محاسبه طیف R_D توسط معادله (4) وقتی دوره، نسبت میرایی و مدل نیروی بازگرداننده سیستم SDOF مشخص می باشد، امکان پذیر است. شکل 1 فلوچارت (نمودار گردشی) محاسباتی را برای تعیین طیف های R_D نشان می دهد. برای هر گونه ورودی حرکت زمین، R_D با کاهش تدریجی مقاومت ∆F از مقاومت الاستیک متناظر F_e تحت شکل پذیری معین تا زمانی که D مشخص شده در محدود تلورانس 1% حاصل شود، محاسبه می شود. سپس، مجموعه ای از ضرایب کاهش مقاومت R_D برای سیستم SDOF با ضرایب شکل پذیری μ_i و شاخص های آسیب D_j مختلف را می توان با محاسبه دوره های مختلف و حرکات زمین، که طیف های R_Dرا تشکیل می دهند، بدست آورد.

برای مطالعه جامع ضریب R_D تحت زلزله تنها و زلزله های توالی نوع، مجموعه ای از سیستم های SDOF در محاسبه بکار گرفته شده اند. مدل پسماند مورد استفاده در این مطالعه، مدل پلاستیک کاملا الاستیک، به دلیل رابطه سازنده ساده آن می باشد. دوره طبیعی سیستم SDOF از 0.1 تا 0.3 s با بازه 0.1 s متغیر می باشد و نسبت میرایی آن نیز 5% فرض می شود. پنج ضریب شکل پذیری μ=2,4,6,8 به منظور درنظر گرفتن عملکرد شکل پذیری مختلف، و پنج شاخص آسیب D=0.1, 0.2, 0.5, 0.8, 1.0 نیز برای لحاظ سطح آسیب مختلف انتخاب شده اند.

4.میانگین ضرایب کاهش مقاومت
با استفاده از روند توصیف شده، در مجموع 513000 ضریب کاهش مقاومت، متناظر با سیستم های SDOF با 30 دوره تحت پنج سطح مختلف از شکل پذیری و پنج سطح مختلف از شاخص آسیب محاسبه شد، سیستم در معرض 342 حرکت زمین لرزه اصلی و 342 حرکت زمین پس لرزه قرار گرفته شد. نتایج به طور آماری برطبق دوره، شکل پذیری، شاخص آسیب سیستم و شرایط مکانی که درآن رکوردها ثبت شدند، تجزیه وتحلیل شد. برای مثال، شکل 2 به ترتیب منحنی های R_D محاسبه شده و منحنی های شتاب های شبه فضایی (PSA) را برای μ=6، D=10 و کلاس مکان C برای لرزه اصلی و دنباله لرزه نگار را نشان می دهد. طیف میانگین آن ها نیز در خطوط برجسته رسم شده است. به دلیل محدودیت فضایی، تنها نتایج اصلی در بخش های زیر نشان داده شده است، با این حال دیگر موارد نتایج مشابهی را دارند که نشان داده نشده اند.
طیف میانگین R_D سیستم های SDOF با کلاس های شکل پذیری مختلف و شاخص های آسیب برای دو کلاس که در معرض حرکات زمین لرزه اصلی و حرکات زمین لرزه اصلی – پس لرزه با γ=0.5 می باشند، در شکل های 3 و 4 نشان داده شده است. همان طور که در این دو شکل نشان داده شده است، ضریب R_D صرف نظر از شکل پذیری، شاخص آسیب، شرایط مکان و نوع حرکات زمین روند مشابهی را نشان می دهند. ضریب R_D با افزایش دوره سیستم افزایش می یابد، تغییرات در ناحیه با دوره کوتاه (0–1.0 s) بسیار چشمگیر می باشد. در ناحیه با دوره بلند (1.0–3.0 s)، ضریب R_D تقریبا مستقل از دوره است و براساس شکل پذیری و شاخص آسیب نزدیک به یک مقدار ثابت می باشد.
برای یک شاخص آسیب معین، میانگین R_D با افزایش ضریب شکل پذیری افزایش می یابد. می توان گفت که، تقاضای مقاومت سازه ها با شکل پذیری بالا کمتر از مورد سازه های با شکل پذیری ضعیف می باشد. این امر نشان می دهد که سازه های با شکل پذیری کافی قادر به تحمل درجه مشخصی از آسیب ناشی از زلزله می-باشند. شکل پذیری اثر چشمگیری بر R_D دارد. برای مثال، متوسط اختلاف بین میانگین R_D با μ=2 و μ=4 برای سازه های با D=0.1 در کلاس مکان B که در معرض حرکات زمین توالی نوع می باشد، حدودا 34% می باشد.
برای یک ضریب شکل پذیری معین، میانگین R_D با افزایش شاخص آسیب هدف افزایش می یابد. این امر نشان می دهد که برای دو سازه که در معرض حرکات زمین یکسانی هستند، آسیب سازه با مقاومت بالا کمتر از آسیب سازه با مقاومت کمتر می باشد. اثر شاخص آسیب بسیار قابل توجه است. برای مثال، متوسط اختلاف بین میانگین R_D با D=0.2 و 0.5 برای سازه با μ=6 در کلاس B که در معرض حرکات زمین توالی نوع می باشد، تقریبا 31% می باشد.
تغییرات ضرایب مستقل از دوره می باشند و در کلاس های مکان مختلف یک روند تقریبی را نشان می دهند. با این حال، برای یک دوره مشخص، تغییر COVs با تغییر شاخص آسیب و ضریب شکل پذیری به سرعت تغییر می کند. حداکثر ضریب تغییرات از میانگین ضریب کاهش مقاومت محاسبه شده تحت هر شرایط مکانی از 45% فراتر نمی رود، که این امر تصادفی بودن و مجزابودن حرکت زمین در یک حد معین را نشان می دهد.
به منظور مطالعه اثر آسیب تجمعی بر ضریب کاهش مقاومت، ارزیابی پارامترهای آسیب سازه ای به ترتیب با استفاده از جابجایی و شاخص آسیب Park-Ang تصحیح شده مقایسه شده اند و ضریب مقاومت R_μ مبتنی بر اختلاف شکل پذیری و ضریب مقاومت R_D مبتنی بر آسیب تحت حرکات زمین توالی نوع یکسان مقایسه شده اند که در شکل 6 نشان داده شده است. وقتی شاخص آسیب و ضریب شکل پذیری یکسان هستند، تغییر R_μ و R_D با دوره سازه عمدتا یکسان می باشد. به دلیل مشارکت آسیب به لحاظ انرژی، تقاضای جابجایی R_D کمتر از مقدار R_μ می باشد، بنابراین مقدار R_D همواره کمتر از مقدار R_μ می باشد. تحت حرکات زمین توالی نوع، نسبت بین R_D و R_μ برای ضریب شکل پذیری پایین (μ=2) برابر با 0.8–0.9، و برای ضریب شکل پذیری زیاد (μ=6) برابر با 0.6–0.9 می باشد.

مقاله انگلیسی رایگان (PDF)

ترجمه فارسی رایگان (PDF)

خرید ترجمه با فرمت ورد

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

1. مقدمه
زلزله يكي از مهم ترين بار گزاري هاي وارد به سازه ها است كه مي تواند منجر به آسيب هاي زيادي به سازه هاي موجود بشود. طبيعت تصادفي زلزله ما‌نند زمان وقوع، محل وقوع، نحوه انتشار امواج زلزله به دليل ماهيت تصادفي بررسي و پيش بيني دقيق رفتار زلزله را براي مهندسين بسيار پيچيده مي كند. بعد از زلزله هاي Northridge 1994 و Kobe 1995، پيشرفت بزرگي در مهندسي زلزله توسط Federal Management Agency (FEMA) و SAC انجام شد. اين پيشرفت عظيم در مدارك Fema-350/351 و SAC/FEMA-2000a,2000b قابل مشاهده است.
چهارچوب تحليلي قابليت اعتماد لرزه اي براي سازه ها توسط Jalayer & Cornel درمقالات (Cornel et al.2002 ; Jalayer 2003) مورد بررسي بيشتر قرار گرفت و بسط داده شد. آنها روابط تحليلي براي محاسبه احتمال تجاوز از حالت حدي با در نظر گرفتن عدم قطعيت شناختي و ذاتي در تحليل سازه اي پيدا كردند. اين چهارچوب به فرمت ساده تري تحت طراحي به فرمت DCFD درآمد كه در واقع مشابه همان طراحي در حالت حدي LRFD در آيين نامه هاي مورد استفاده مي باشد. اين فرمت باعث مي شود كه با سهولت بيشتري قابليت اعتماد لزره اي را در سطوح و درجات مختلف اطمينان محاسبه كنيم. در اين بررسي يك فرض اساسي وجود دارد كه گريز ميان طبقه اي حداكثر به صورت لوگ نرمال در هر سطح از شتاب طيفي توزيع شد كه توسط (Shome 1999) ارائه شد. مي توان به راحتي اثبات كرد كه اگر توزيع يك متغير با تعداد نمونه هاي بي نهايت كاملا لوگ نرمال باشد داريم ميانگين لگاريتم آن متغير برابر است با لگاريتم ميانه آن متغير. در نتيجه maximum interstory drift ratio (MIDR) به صورت لگ نرمال حول ميانه خود در هر سطح از شتاب طيفي توزيع شده است. اگرچه اين فرض لگ نرمال براي تعداد نمونه هاي محدود داراي تقريب است به همين دليل لگاريتم ميانه داده ها به صورت دقيق برابر با ميانگين لگاريتم داده ها نمي شود، بنابراين اين فرض داراي تقريب است. (Benjamin and Cornell 1970; Soong 2004)
در مقابل براي هر تابع توزيع دلخواه لوگاريتم ميانگين هندسي برابر است با ميانگين لگاريتم داده ها. در نتيجه اين فرض كاملا دقيق مي باشد و اين رابطه هميشه بدون هيچگونه محدوديتي برقرار است. (Shih and Binkowitz 1967)
در اين ضمينه آقاي ابياني و همكارانشان چهارچوب تحليلي قابليت اعتماد لرزه اي را براي قاب خمشي فولادي يكبار ميانه و يكبار ميانگين هندسي را شاخص مركزي لوگ نرمال در نظر گرفتند را بررسي كردند و نتايج كارهايشان نشان داد كه ميانگين هندسي در قابليت اعتماد لرزه اي قاب خمشي جواب دقيق تري نسبت به ميانه دارد.(Abyani et al. 2017)
در دو دهه گذشته مطالعه و تلاش هاي زيادي براي ارزيابي و بهتر كردن بحث عملكرد سكو هاي ثابت فلزي در زمينه فراساحل انجام گرفته است. آيين نامه (DNV 1996) براي قابليت اعتماد سازه هاي فراساحل كه براي طراحي اين سازه ها از بحث هاي تجربي و علمي روي آنالير هاي آمار احتمالاتي تشكيل شده بود راهبردي را معرفي كرد. بررسي عملكرد سكوي ثابت فلزي تحت بار امواج قوي با دوره بازگشت طولاني با استفاده از روش Wave Endurance Time (WET) توسط (Hasan et al.2010) صورت گرفت. در اين بررسي، امواج دريا را به صورت مصنوعي توليد كردند به نحوي كه با گذشت زمان بر شدت اين امواج افزوده مي شد. در نتيجه مهمترين فايده اين روش آنست كه عملكرد سازه را تحت بارگزاري امواج مختلف بررسي مي كند.
(Elsayed et al. 2016) يك روش جديدي براي ارزيابي قابليت اعتماد سكو هاي فراساحل براي خرابي ناشي از زلزله معرفي كرد. آنها معادلات خرابي ناشي از زلزله كه در حالات مختلف با استفاده از روش قابليت اعتماد دست يافته بودند را بر اساس المان محدود حل مي كردند. همچنين معادلات درجه اول يا خطي و درجه دوم را براي محاسبه شاخص هاي قابليت اعتماد استفاده كردند كه با مقادير هدف مطرح شده در آيين نامه ها مقايسه كردند و براي چك كردن صحت مقادير و طبيعت از آيين نامه مورد بررسي قرار گرفت. بحث مدلسازي عدم قطعيت ها با در نظر گرفتن آناليز هاي غير خطي روي سكو ها به نحوي كه بتوان اثر عدم قطعيت هاي مختلف را در آناليز هاي قابليت اطمينان بررسي كرد صورت پذيرفت. از آنجاييكه در اين بررسي ها جكت معمولا تحت بارگزاري هاي شديد كه به رفتار غير خطي مي رسد نيازمند يك ابزار تحليلي قوي مي باشد كه براي رفع اين نياز از Incremental Dynamic Analysis (IDA) استفاده مي شود. (Vamvatsikos and Cornell 2002)
آقايان عسگريان و عجمي براي اولين بار روش IDA را روي جكت مورد بررسي قرار دادند.
(Asgarian and Ajami 2010)
در اين بررسي ها مقادير گريز ميان طبقه اي به عنوان ابزار نياز مهندسيEngineering Demand Parameter (EDP) در نظر گرفته شد و شتاب طيفي در پريود مود اول سازه به عنوان Intensity Measure (IM) در نظر گرفته شد.
روش Probablistic Incremental Wawe Analysis (PIWA) توسط آقاي گل افشاني و همكاران تحت بار امواج بجاي زلزله ارائه گرديد. (Golafshani et al. 2011)
در روش ارائه شده آناليز ها به صورت استاتيكي و ديناميكي بررسي شد. همچنين براي مدلسازي عدم قطعيت هاي شناختي براي كاهش حجم آناليز ها از تركيب روش Latin Hypercube sampling (LHS) (McKay et al. 1979) وSimulated Annealing (SA) استفاده كردند.(Vorechovsky and Novak 2009)
عجمي از روش كلي Interaction IDA براي لحاظ كردن اثر عدم قطعيت هاي شناختي و بارگزاري زلزله در پارامترهاي مدلسازي، پارامتر هاي مدلسازي خاك و عدم قطعيت هاي ذاتي زلزله بر روي سكو استفاده كرد و همچنين براي پيش برد بررسي ها از تركيب آناليزهاي (LHS) و (SA) استفاده كردند. پارامتر هاي داراي عدم قطعيت مفروض شامل تنش تسليم، مدول الاستيسيته،‌ سرعت موج برشي، ضريب كاهندگي برشي و ضريب ميرايي بودند. (Ajami et al. 2014)
در بررسي ديگر آقايان اددين و كيم متودولوژيي براي خسارات ناشي از زلزله سازه در سكوي ثابت فلزي Seismic Life Cycle Cost (SLCC) ارائه كردند. همچنين آنها سيستم يك درجه آزادي معادل را بجاي سازه اصلي استفاده كردند و بدين ترتيب حجم محاسبات مربوط به IDA و شكنندگي را كاهش دادند. در اين روش حجم محاسبات به صورت چشمگيري كاهش پيدا كرد و منحني هاي شككندگي تقريبي و IDA هاي محلي را بجاي ساختار اصلي معرفي كردند. همچنين در روابط تحليلي براي محاسبه تخمين خسارت در نظر گرفته شد. (El-Din and Kim 2014)
در تمامي اين مطالعات فرض بر اين مبنا است كه اين نياز سازه اي در سطوح مختلف اندازه شدت چه شتاب چه ارتفاع موج از توزيع لوگ نرمال حول ميانه طبعيت مي كند. (Asgarian and Ajami 2010; Golafshani et al. 2011; Ajami et al. 2014; El-Din and Kim 2016)
هدف اصلي اين مقاله بررسي اعتبار فرض لوگ نرمال براي سكو است و براي اين منظور از تست Anderson – Darling استفاده شده است. در ضمن دقت فرض لگ نرمال هم بر مبناي شاخص ميانه و هم بر مبناي شاخص ميانگين هندسي در دو محدوده ارزيابي شده است 1) محدوده اي كه هيچ يك از ركوردها به خرابي نرسيده است 2) محدوده اي كه در آن برخي از ركوردها به حد خرابي رسيده اند.
(Anderson and Darling 1954)

بخشی از مقاله انگلیسی:

1. Introduction

Earthquake is one of the most destructive natural disasters which may make drastic damages to the existing structures. Different random nature of earthquake such as occurrence time and location or seismic wave propagation makes it quite complicated for the engineers to anticipate the exact seismic behaviour of the structures. However, after the 1994 Northridge and the 1995 Kobe earthquakes, significant progress was made in earthquake engineering by Federal Management Agency (FEMA) and SAC (joint venture of Structural Engineers Association of California (SEA), Applied Technology Council (ATC), Consortium of Universities for Research in Earthquake Engineering (CUREE)) projects. This highly efficient project has been proposed in FEMA-350/351 guidelines (SAC/ FEMA-2000a, 2000b). The analytical framework of seismic reliability evaluation has been widely expanded by Jalayer and Cornell (Cornell et al. 2002; Jalayer 2003). They derived closed form expressions for the probability of exceeding a limit state considering both aleatoric and epistemic uncertainties in structural and seismic Analyses. This framework became more simplified in a Demand and Capacity Factored Design (DCFD) format (Cornell et al. 2002; Jalayer 2003) which is quite similar to the familiar Load and Resistance Factor Design (LRFD) format (AISC 2003). This format makes it possible to calculate the seismic reliability of the structure at each selected confidence level. In this process, one of the most fundamental assumptions introduced by Shome (1999) is that the maximum interstory drift ratio (MIDR) distributes lognormally at each level of spectral acceleration. It could be easily proven that for a perfectly lognormal random variable (a lognormal population with infinite sample size), the mean of the logarithm of that variable is equal to the logarithm of the median of the same variable (Benjamin and Cornell 1970; Soong 2004). As a result, MIDR demand distributes lognormally around its median at each level of spectral acceleration (Sa) (Shome 1999). However, in a lognormal sample with a finite sample size, the logarithm of the sample median is not exactly equal to the mean of the logarithm of the same sample, and consequently, the mentioned assumption might have some approximations. On the contrary, for any arbitrary random variable the sample geometric mean exactly equals the mean of the logarithm of that sample (Shih and Binkowitz 1967). In this respect, Abyani et al. (2017) compared the analytical framework of seismic reliability evaluation of steel moment frames based on the sample median and the sample geometric mean as the index of central tendency. The results of their study illustrated that the sample geometric mean could lead to more accurate results. From another perspective, in the last two decades, a lot of effort has been made to evaluate and improve the performancebased assessments of the jacket type offshore platforms (JTOPs) (Hasan et al. 2010; Jahanmard et al. 2015; Elsayed et al. 2016). In 1996, Det Norske Veritas (DNV 1996) published a guideline report for the offshore structural reliability which comprised experience and knowledge on the application of probabilistic methods to structural design and provided advice on probabilistic modelling and structural reliability analysis of jacket structures. In another study by Jahanmard et al. (2015), wave endurance time (WET) was addressed as an applicable method for performance-based evaluation of fixed offshore platforms under extreme waves. In this research, artificial wave records called wave functions were designed so that their excitations gradually increase with time. Consequently, the main advantage of this approach was that it could assess the structural performance under various wave load conditions through a single time-history analysis. Elsayed et al. (2016) presented a new method for reliability assessment of a fixed offshore jacket platform against earthquake collapse. They computed the probability of platform collapse under seismic loading using a finite element reliability code. The first and second order reliability methods were used to calculate the safety indices, which could be compared with the target safety levels in offshore platform design codes. Additionally, uncertainty modelling with the nonlinear dynamic analysis of JTOPs was discussed for how to account for the different uncertainties in the reliability assessments. Since jacket platforms may have inelastic behaviour during strong ground motions, it is necessary to use advanced structural analysis methods such as incremental dynamic analysis (IDA) (Vamvatsikos and Cornell 2002). Asgarian and Ajamy (2010) studied the seismic performance of the JTOPs, employing IDA for the structural analysis. They used the story drift as the engineering demand parameter (EDP) and first mode-spectral acceleration as the intensity measure (IM). Golafshani et al. (2011) proposed the method of probabilistic incremental wave analysis (PIWA) to evaluate the performance of JTOPs subjecting to sever wave loadings. In this approach, both static and dynamic wave analyses were implemented to estimate the distribution of wave height intensities. Also, an efficient combination of Latin hypercube sampling (LHS) (McKay et al. 1979) and simulated annealing (SA) technique (Vorechovsky and Novak 2009) was employed to reduce the amount of computational expenses. Further, Ajamy et al. (2014) introduced a comprehensive interaction IDA method to incorporate different sources of uncertainties associated with seismic load, modelling parameters and soil properties in the stochastic seismic analysis of JTOPs. In order to propagate these uncertainties, they used the same combination of LHS and SA technique to model the correlation of the uncertain parameters such as yield strength, elasticity modulus, shear wave velocity, shear modulus reduction and damping ratio. In another study, El-Din and Kim (2014) developed a simple methodology for seismic life cycle cost (LCC) estimation of steel jacket platforms. They utilised equivalent single degree of freedom system instead of the main structure, and eliminated the full IDA and fragility analysis. Instead, approximate fragility curves and localised IDA curves were used as well as a probabilistic simple closed-form solution for loss estimation. In all these studies (Asgarian and Ajamy 2010; Golafshani et al. 2011; Ajamy et al. 2014; El-Din and Kim 2014), it was assumed that the structural demand conditional on a seismic intensity or a wave height level follows a lognormal distribution around its sample median. However, this paper aims to investigate the validity of lognormal hypothesis for the structural demand of JTOP. In this regard, Anderson–Darling (AD) goodness of fit test (Anderson and Darling 1954) has been used to check whether the lognormal distribution is suitable for the structural demand of fixed offshore platforms or not. Furthermore, it is intended to compare the accuracy of seismic fragility curves based on both the sample median and the sample geometric mean as the statistical index of lognormal central tendency, in two regions: (1) where no records has reached the global dynamic instability and (2) at higher intensity levels where the records consecutively reach their collapse capacities.

ارزیابی اثرات متقابل خاک – فونداسیون – سازه بر روی تقاضاهای پاسخ لرزه ای ساختمانهای MRF چند طبقه بر روی شالوده های گسترده

Evaluation of soil–foundation–structure interaction effects on seismic response demands of multi-story MRF buildings on raft foundations

Abstract

Soil conditions have a great deal to do with damage to structures during earthquakes. Hence the investigation on the energy transfer mechanism from soils to buildings during earthquakes is critical for the seismic design of multi-story buildings and for upgrading existing structures. Thus, the need for research into soil–structure interaction (SSI) problems is greater than ever. Moreover, recent studies show that the effects of SSI may be detrimental to the seismic response of structure and neglecting SSI in analysis may lead to un-conservative design. Despite this, the conventional design procedure usually involves assumption of fixity at the base of foundation neglecting the flexibility of the foundation, the compressibility of the underneath soil and, consequently, the effect of foundation settlement on further redistribution of bending moment and shear force demands. Hence the SSI analysis of multi-story buildings is the main focus of this research; the effects of SSI are analyzed for typical multi-story building resting on raft foundation. Three methods of analysis are used for seismic demands evaluation of the target momentresistant frame buildings: equivalent static load; response spectrum methods and nonlinear time history analysis with suit of nine time history records. Three-dimensional FE model is constructed to investigate the effects of different soil conditions and number of stories on the vibration characteristics and seismic response demands of building structures. Numerical results obtained using SSI model with different soil conditions are compared to those corresponding to fixed-base support modeling assumption. The peak responses of story shear, story moment, story displacement, story drift, moments at beam ends, as well as force of inner columns are analyzed. The results of different analysis approaches are used to evaluate the advantages, limitations, and ease of application of each approach for seismic analysis.

Introduction

Over the past 40 years, considerable progress has been made in understanding the nature of earthquakes and how they could cause structure damages, and in improving the seismic performance of the built environment. However, much remains unknown regarding the prevention or mitigation of earthquake damage in worldwide, leaving room for further studies. During the past and recent earthquakes, it is realized that the soil–structure interaction (SSI) effects play an important role in determining the behavior of building structures. The seismic excitation experienced can be considered a function of the fault rupture mechanism, travel path effects, local site effects, and SSI effects (Gu 2008). Irrespective of the structure, the local soil conditions can dramatically influence the earthquake motion from the bedrock level to the ground surface, through their dynamic filtering effects. One example is the 1985 Mexico City earthquake where deep soft soils amplified the ground motion and modified the frequency of ground shaking. Similar behavior was observed during the 1989 Loma Prieta earthquake, in which the sections of the Cypress freeway in Oakland collapsed due to the soil-related motion amplification. Common practice of analysis and design of buildings is to assume the base of building to be fixed, whereas in reality supporting soil influences the structural response by permitting movement to some extent due to its natural ability to deform. The seismic SSI of multi-story buildings becomes very important after the destruction of recent major earthquakes. For the structure founded on the soil, the motion of the base of the structure will be different from the case of fixed base, because of the coupling of the structure–soil system. It is true that taking the soil into account when calculating the seismic response of the structure does complicate the analysis considerably. It also makes it necessary to estimate additional key parameters, which are difficult to determine, such as the properties of the soil, foundation and their interaction. The seismic response of the bridge with SSI under bi-directional earthquake excitations considering different soil flexibilities is investigated by many researchers (Abdel Raheem et al. 2002, 2003; Abdel Raheem and Hayashikawa 2003; Hayashikawa et al. 2004; Soneji and Jangid 2008; Shah et al. 2011). The emphasis has been placed on assessing the significance of soil behavior that affects the response of the system and identifies the circumstances under which it is necessary to include the SSI effects in the design of bridge structures. In seismic design of buildings, the consequences of soil flexibility are generally ignored. Mylonakis et al. (1997) and Roy (2001) showed the possible severities of neglecting the effects of the SSI in their studies. Similar study on implication of neglecting the SSI in ensuring the structural safety by conventional elastic and inelastic design procedure of moment-resisting building frames was shown by Tabatabaiefar et al. (2013). This research aims to study the SSI for multi-story buildings on raft foundation, evaluate the approach of Egyptian Code seismic provisions for analysis methods during the seismic design of buildings, discuss the alternative solutions for cases wherein existing provisions do not lead to satisfactory results and to quantify the effect SSI on the structural response so that designers can be aware of the likely impact of their decisions. Time history analysis (TH) has been performed to evaluate equivalent static load (ESL) and the response spectrum (RS) analysis methods; a set of time history records has been used. A parametric study with different approaches of analysis, design parameters of the underneath soil conditions and number of stories is carried out to evaluate the SSI effects on the building vibration characteristics and seismic demands including the fundamental period, total base shear, story displacements, story drifts, moment at beams ends and force of inner columns. The results show that SSI has a significant influence on the seismic response demands.

مقاله انگلیسی رایگان (PDF)

ترجمه فارسی رایگان (PDF)

خرید ترجمه با فرمت ورد

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

مقدمه
طراحی زمین لرزه ای و فلسفه آن اخیرا از سوی اکثر قوانین طراحی لرزه ای اتخاذ گردیده که بر مبنای جلوگیری از فروریزی ساختار در طی زلزله می باشد و ویژگی انعطاف پذیری را معرفی می کند که میزانی از رخداد خسارت و آسیب در مولفه ها و نواحی خاص را برقرار می سازد. در حالت ساختارهای بتن مستحکم شده، آسیب به خاطر له شدن بتن و دگرشکلی پلاستیکی استحکام فولاد است که اخیرا به عنوان یکی از نقائص میله های فولاد در نظر گرفته شده است. دگرشملی فولاد مازاد در چارچوب مقاومت لحظه ای بتن مستحکم شده اغلب منحر به رانش های دائمی می گردد که نه تنها باعث افت ظرفیت کلی شده بلکه مسائل ایمنی برای ساکنان تحت بارهای جاذبه به بار می آورد. چندین مطالعه اخیر بر بهبود کارکرد پس از زمین لرزه ساختارهای بتن مستحکم از طریق معرفی ویژگی مرکزبندی مجدد متمرکز بوده اند. چندین فنون معرفی شدهاند تا این ویژگی را به ساختارهایی از جمله کاربرد میله های فولادی پس از تنش، ارتقا سختی پس از تسلیم شوندگی با استفاده از میله های کامپوزیت فیبری فولاد و کاربرد میله های آلیاژ حافظه شکلی فراارجاع پذیر بپردازند. هر چند استفاده از آلیاژ حافظه شکلی برای فراهم سازی ساختارهای بتن مستحکم با توانایی مرکز مجدد کاملا نوید بخش می باشد، آن با برخی چالش ها مواجه است. برای مثال، استفاده از قطر بزرگ،میله آلیاژ حافظه شکلی که به لحاظ تجاری موجود نیستند از هزینه آن می کند. علاوه بر این، تحقیقات نشان داده اند که میله های آلیاژ حافظه شکلی دارای قطر بزرگتر ناحیه تنش کاهش یافته و قابلیت کاهندگی در مقایسه با سیم های قطر کم نشان می دهند. این امر به طور عمده به خاطر تجمع سختار بلور ماده فلزی سخت و شکننده بلوری و نقص های ذاتی است که در میله های قطر بزرگتر در مقایسه با سیم های قطر کوتاه قرار دارد. برای بررسی محدودیت های از قبل بحث شده در میله های استحکامی فولاد با استفاده از سیم های آلیاژ حافظه شکلی به جای میله ها، مولف دوم در مطالعه ای شرکت نمود که ایده استفاده از نوع جدید کامپوزیت پلیمر مستحکم فیبری معروف به پلیمر مستحکم فیبری آلیاژ حافظه شکلی به عنوان استحکام ساختارهای بتن معرفی نمود.
استحکام مطرح شده به عنوان روشی برای معرفی ویژگی های انعطاف پذیری و مرکزیت مجدد ساختارهای بتن مستحکم می باشد. شکل 1 میله کامپوزیت را طرح وار نشان می دهد. طبق شکل، آلیاژ حافظه شکلی- پلیمر مستحکم فیبری مشتکل از صمغ پلیمری مستحکم شده با فیبرهای آلیاژ حافظه شکلی فراارجاع پذیر ان آی تی آی قطر کوتاه با یا بدون فیبرهای استحکامی قراردادی تکمیلی است ( از جمله شیشه، کربن و غیره).رفتار غیر خطی اما ارجاع پذیر کاذب در شکل 1 نشان داده است که نمونه فیبرهای آلیاژ حافظه شکلی فوق ارجاع پذیر بوده که باعث می گردد استحکام کامپوزیت آلیاژ حافظه شکلی- پلیمر مستحکم فیبری رفتار شکل پذیر ومهیج با کمترین آسیب به ساختار بتن استحکامی از خود نشان دهد. رفتار مهیج شکل پرچم آلیاژ حافظه شکلی نتیجه مستقیم تبدیل فاز القا شده با فشار برگشت پذیر بین فازهای استنیت و مارتنسیت است.
مطالعه ظفر و آنداوز به بررسی روند تولید مفصل و رفتار آزمایشی تجربی ترکیب کامپوزیت آلیاژ حافظه شکلی- پلیمر مستحکم فیبری پرداخت. در مطالعات قبلی آلیاژ حافظه شکلی- پلیمر مستحکم فیبری گزینه نوید بخشی برای میله های فولاد و پلیمر مستحم فیبری است که شایسته بررسی های بیشتر است. این مقاله بر بررسی تحلیلی، عملکرد میله های آلیاژ حافظه شکلی- پلیمر مستحکم فیبری در ساختارهای بتن مستحکم پلیمر محکم فیبری می پردازد که در معرص دنباله های پس لرزه- لرزه اصلی واقع شده و آن را با میله های فولاد قدیمی مقایسه می کند.

بخشی از مقاله انگلیسی:

1. Introduction

Traditional structural seismic design philosophy currently adopted by most seismic design codes is based on preventing the collapse of the structure during an earthquake through introducing the feature of ductility, which allows some level of damage to occur at specific components or regions (e.g. plastic hinges) in the structure. In the case of reinforced concrete (RC) structures, the damage is due to the crushing of concrete and the plastic deformation of steel reinforcement, which has been considered recently as one of the drawbacks of steel rebars. Excessive steel deformation (beyond yielding) in RC moment resisting frames (MRFs) for example often results in permanent residual drifts, which not only cause overall capacity degradation but also pose safety issues for the occupants even under gravity loads [1]. Several recent studies have focused on improving the post-earthquake functionality of RC structures through introducing the feature of re-centering. Various techniques have been proposed to introduce this feature to structures including the use of post-tensioned steel bars [2], enhancing post yield stiffness using steel fiber composite bars [3] and the use of superelastic shape memory alloy (SMA) rebars [4,5]. Although using SMA materials to provide RC structures with the ability to re-center is quite promising, it is faced with some challenges. For example, using large diameter SMA rebars that are not available commercially makes it cost prohibitive. In addition, research have shown that large diameter SMA rebars exhibit reduced hysteretic area and damping capability compared to small diameter wires [4,6]. This is primarily due to the accumulation of more distorted martensite crystalline structure and inherent deficiencies which exist in larger diameter rods as compared to small diameter wires. To address the previously discussed limitations in steel reinforcing bars using SMA wires instead of bars, the second author participated in a study which proposed the idea of using a new type of fiber reinforced polymer (FRP) composite known as shape memory alloy-FRP (SMA–FRP) as reinforcement for concrete structures [7]. The proposed reinforcement was sought as a mean to introduce the features of ductility and re-centering to RC structures. A schematic of the newly proposed composite rebar is shown in Fig. 1a. As illustrated in the figure, the proposed SMA–FRP reinforcing bar comprises polymeric resin reinforced with small diameter NiTi superelastic SMA fibers with or without supplementary conventional reinforcing fibers (e.g. glass, carbon, etc.). The nonlinear, yet pseudo-elastic behavior shown in Fig. 1b typical of superelastic SMA fibers [8] will allow SMA–FRP composite reinforcement to exhibit hysteretic and ductile behavior with minimal damage to the RC structure. The flag-shape hysteretic behavior of superelastic SMA is a direct result of a reversible stress-induced phase transformation between austenite and martensite phases. A more recent study by Zafar and Andrawes [9], explored in depth the manufacturing procedure and experimental testing behavior of the proposed SMA–FRP composite. In these previous studies, SMA–FRP has proven to be a promising alternative to both steel and FRP rebars, which deserves further investigation. This paper focuses on investigating analytically, the performance of SMA–FRP rebars in RC MRF structures subjected to main shock–aftershock earthquake sequences and compare it with that of conventional steel rebars.

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.

مبتدی (مناسب برای درک مفهوم کلی مطلب) 

مقادیر کرنش و تنش اوج در رابط های برشی از یک قانون توانی به صورت max = 2.6 σ 0.2γ 0.2τ که σ 0.2 استحکام ارتجاعی کششی ماده جان تیر می باشد[11]. کرنش برشی مجاز ماکزیمم 20% فرض می شود و کر نش های بالاتر از این مقدار بیانگر شکست رابط های برشی است. تقویت کننده ها به گونه ای توزین شده اند که بار کمانش آنها بزرگتر از نیروی محوری مربوط به تنش برشی در رابط در 20% کرنش برشی است، که 1.886 در σ 0.2 استحکام ارتجاعی کششی ماده جان تیر گرفته شده است. محاسبات طراحی برای رابط های برشی و تقویت کننده ها در جدول 1 خلاصه شده است.

2.3. مدل
مدل آزمایشگاهی، مقطعی از ساختمان که مربوط به دو مجموعه قاب تقویت شده ایزوله است را نشان می دهد (SLBF یا OCBF) که برای مقاومت نیروهای ماند که به علت بارها روی ناحیه انشعابی مربوطه توسعه یافته اند، همانطور که در شکل 2 می بینید، طراحی شده است. فرض با در نظر گرقتن اینکه تحریک فقط در یک جهت است قابل توجیه می باشد. برای یک رابطه مطمئن با نمونه اولیه، با اهمیت است که مدلسازی متناسب با روابط شبیه سازی حاکم باشد [18]. براساس سایز و ظرفیت جدول لرزش مقیاس طول بهینه 1:12 متناسب است. نسبت شتاب 2 برای کاهش جرم موردنیاز برای فضای محدود در مدل مناسب است. برای شبیه سازی دینامیک مناسب، نسبت های مقیاس شتاب ، زمان و فرکانس براساس روابط شبیه سازی کاربردی، همانطور که در جدل 2 می بینید اصلاح شده است. تشابه در رفتار کمانش برای مدل های برشی حتی در گستره غیرالاستیک معتبر است، به طوری که عدد کرنش برای هردوی مدل و نمونه اولیه یکسان است [19].
به علت راحتی ساخت مقاطع لوله ای برای اعضای قاب انتخاب شد. ابعاد رابط برشی موردنیاز از فرمولاسیون توسعه یافته توسط رای و والاس [11] محاسبه شد و نتایج در جدول 1 خلاصه شده است. تقویت کننده ها به گونه ای توزین شدند که قبل از اینکه تنش های برشی در رابط ها به تنش برشی شکست برسد، کمانش نکنند. مقاطع لوله ای برای تقویت کننده ها، بخاطر اینکه عمر شکست و نرمی بیشتری از مقاطع لوله مستطیلی دارند، انتخاب شد. در مطالعه حاضر، تقویت کننده ها و سایر اعضای OCBF، همانند SLBF یکسان نگه داشته شد تا مقایسه مستقیم راحت باشد. همه تیرها و ستون ها با طول های موردنیاز از مقطع لوله مربوطه بریده شد، و درانتها لولا شد. تیرهای کف با دو صفحه سگدست جوشکاری شده در هردو جانب ستون به ستون متصل شد. تیر با یک لولا به صفحات متصل شد تا یک اتصال انتهامفصلی را شبیه سازی کند و یک فصله 5 میلیمتری از لبه تیر تا ستون برای چرخش آزاد مفصل لولا حین بارگذاری گذاشته شد. همه ستون ها با اتصال لولایی به تیر پایه متصل شده اند. نمودار شمایی مدل در شکل و جزییات اتصالات مختلف در شکل 4 نشان داده شده است.
ظرفیت اتلاف انرژی صفحات برشی خیلی به خصوصیات مکانیکی ماده بستگی دارد. یک ماده بسیار نرم برای مطابقت با نیاز کرنش غیرالاستیک بزرگ در این کاربرد، موردنیاز است. در این پژوهش، نمونه از آلیاژ پرکاربرد آلومینیوم 1100-O ساخته شد. این نمونه ها از یک قطعه بزرگتر با دقت موردنیاز بیشتر برای جان تیر بسیار نازک (1.11–1.28 mm) ماشینکاری شد. جزییات رابط های برشی ساخته شده در شکل 5 نشان داده شده است. برای رهاکردن تنش های آغازی و تنش هایی که نزدیک سطح دخلال ماشینکاری به و جود آمده است، رابط های برشی عملیات حرارتی (تابانده) شده اند. دو ساعت تا دمای 420 درجه افزایش داده شده اند و سپس به آرامی با نرخ 30 درجه در ساعت، در کوره عملیات حرارتی سرد شده اند. مشخصات مکانیکپی ماده مورد استفاده در نمونه های تست از تست های هم محور کششی روی کوپن های تابانده و غیرتابانده به دست آمده است. کوپن ها از نوارهایی که از مقطع مربعی بسته بریده شده اند، ساخته شده است. تنش قطعی 0.2درصد برای 1100-O غیرتابانده حدود 150 Mpa بود درحالی که پس از تابانیدن تنش های تسلیم به همانطور که در شکل 6a می بینید به 53.6 Mpa رسید. نمودار های تنش-کرنش برای تقویت کننده های فولادی لوله ای با قطر 10 و 7 میلیمتر که در مدل استفاده شده است در شکل 6b نشان داده شده است. تنش قطعی 0.2درصد مربوطه به ترتیب 820 و 1040 مگاپاسکال است.

3.3. مدار تست
جدول لرزه هم محور مورد استفاده برای آزمایش دارای ابعاد 1.8 m × 1.2 m( عرض × طول) با طول 1.8 m در جهت حرکت است [20]. نمونه های تست با شتابسنج، مبدل های جابجایی و سنجشگرهای کرنش برای اندازه گیری پاسخ موردنیاز تجهیز شده اند. دو شتابسنج، هرکدام در یک سطح کف جایگذاری شده اند تا شتاب های مطلق کف را اندازه گیری کنند. بطور مشابه، شتاب جدول با استفاده از شتابسنج نصب شده روی آن اندازه گیری شد. مبدل های جابجایی (LVDTs) برای اندازه گیری جابجایی های کف استفاده شدند. در وسط طول هر ستون و تقویت کننده، سنجشگرهای کرنش برای اندازه گیری نیروی محوری استفاده شد. یک دوره نمونه 0.0026 s (393 Hz) برای فراگیری داده، خلال یک سیستم فراگیری داده پربازده مناسب قرار داده شد. شکل 7 a وb نمونه نصب شده روی جدول لرزه را ارائه می کند.

3.4. پیشینه بارگذاری و شبیه سازی زلزله
یک سری تست های شبیه سازی زلزله با استفاده از جدول هم محور لرزش اجرا شد. شتاب هدف جدول مولفه ثبت شده زلزله 1952 تفت (Taft N21E با PGA برابر با 0.15g) بود. مقایسه ای از طیف پاسخ شتاب حرکت زمین تفت با طیف پاسخ شتاب استفاده شده برای طراحی نمونه اولیه و مدل به صورت per IS 1893 [15] انجام شده است. حرکت مقیاسی تفت با PGA برابر با 0.2g معقولانه با طیف کد در بالاترین ناحیه لرزه ای، همانطور که در شکل 8 نشان داده شده است مطابقت داشت و می توان فرض کرد که شدت و سختی ضمنی زلزله (DBE) را بیان می کند. درنتیجه، اجرای تست TAFT04 برای ارائه سطح DBE حرکت زمین برای نمونه و مدل انتخاب شد و سایر تست ها به صورت درصدی از DBE تشریح شد، برای مثال TAFT08 به عنوان 200% DBE می تواند اشاره شود. 150% DBE به عنوان زلزله طراحی سطح کد با فاکتور اهمیت 1.5 برای ساختارهای با پی آمد شکست بالاتر نظیر بیمارستان ها، مدرسه ها و ساختمان های اجتماعی استفاده شد. به طور مشابه، 200% DBE برای ارائه زلزله ماکزیمم معتبر (MCE) ملاحظه شد، درحالی که 400% DBE می تواند به عنوان زلزله سطح فاجعه آفرین معرفی شود. ساختار نمونه اولیه و مدل برای 150% DBE به عنوان بار زلزله طراحی واقعی برای مطالعه ساختمانی که برای ساختمان اجتماعی است، طراحی شد. باید خاطر نشان کرد که 100% DBE شامل فاکتور اهمیت 1.5 مد نظر برای مطالعه ساختمان نمی شود.
براساس قوانین شبیه سازی محور زمان با فاکتور مقیاس √(1/24) فشرده شد(جدول 2). حرکت زمین اصلی تفت، حرکت مقیاسی و طیف پاسخشان در شکل8 نشان داده شده اند. برای چند اجرای حرکت مقیاس زمانی تفت، فقط PGA با نموهای 0.1g تغییر کرد، با شروع از 0.1g و تا شکست نمونه افزایش داده شد. تست های سروصدای سفید (با PGA برابربا 0.05g)، پس از هر تست شبیه سازی زلزله برای ارزیابی تغییر در مشخصات سختی مدل هدایت شد.

4. مشخصات دینامیکی
4.1. تست لرزش آزاد
لرزش آزاد پاسخ طبیعی ساختار به برخی سرعت ها یا جابجایی های آغازی است. پاسخ به طور کامل با مشخصات ساختار تعیین می شود. یک چکش ضربه ای و یک نوک متوسط با جرم افزاینده استفاده شده اند. موج از سنسور نیروی کوارتز دریافت می شود و تبدیل فوریه آن نشان می دهد که طیف نیرو طی گستره زیادی صاف است و بنابراین می توان مودهای حاضر در این گستره را تحریک کرد. پاسخ با کمک دو سرعت سنج هرکدام در یک کف، اندازه گیری شد. چکش در موقعیت های مختلف مدل و روی جدول کوبیده شده، و پیشیته های زمانی سرعت کف در فرکانس نمونه 1000 هرتز به دست آمد، یک تورین کننده سیگنال برای تقویت سیگنال و فیلترکردن سروصدا استفاده شد. فرکانس های طبیعی مدل های SLBF و OCBF در جدول 3 خلاصه شده اند.

4.2. تست لرزش اجباری
به طور کلی تست لرزش اجباری جایی که سروصدای محیط برای رسیدن به پاسخ سیستم کافی نیست، هدایت می شود. یک لرزشگر الکترودینامیکی به عنوان منبع تحریک استفاده شد. تست سینوسی لرزش اجباری در فرکانس های مختلف اجرا شد. اولین تکان تست ها گستره باریکی از فرکانس ها را که از فرکانس طبیعی مدل مورد انتظار است، نشان داد. محتوی فرکانس پیشینه زمانی سنجیده شد و دامنه های اوج در برابر فرکانس های تحریک مربوطه رسم شد، و فرکانس های مربوط به دامنه اوج ماکزیمم به عنوان فرکانس های طبیعی انتخاب شد.

5. سنجش نتایج تست زلزله
5.1. رفتار کلی و مکانیزم شکست
پاسخ یک سیستم به تحریک دینامیک به خصوصیاتی نظیر دوره های طبیعی و نودهای لرزش، میرایی، و استحکام تسلیم و ویژگی های پسماند در نمونه سیستم های غیرالاستیک بستگی دارد. برای تحریک زلزله زیر 100% DBE (برای مثال مدل PGA با 0.4g )، هیچ فعالیت غیرالاستیک یا صدمه ای برای هردوی OCBF و SLBF مشاهده نشد. به هرحال، در 125% DBE کمانش الاستیک تقویت کننده های کف اول در OCBF همراه باشکست نابهنگام اتصال لولایی مشاهده شد. لولا جایگزین شده و تست های بیشتر ادام داده شد. خم شدن لحظه ای تقویت کننده های کف دوم OCBF در 200% DBE مشاهده شد. در حین اجرای تست مربوط به مدل PGA با 1.1g (برای مثال 275% DBE )، تقویت کننده طبقه دوم ترک خورد که ظرفیت بار بعدی OCBF به طور جدی تحلیل رفت و اجرای تست های بیشتر واقع نشد.
به طور واضح، برای سطح مشابه تحریک (275% DBE)، فقط فعالیت غیرالاستیک در SLBF ، کمانش رابط های برشی کف اول بود در حالی که کل سایر اعضاء در ناحیه الاستیک بودند. کمانش رابط های برشی کف دوم در 375% DBE مشاهده شد. SLBF ادامه پیدا کرد تا حتی سطوح بالاتر تحریک را تحمل کند و زمانی که در 425% DBE تست متوقف شد، کمانش جدی در رابط های برشی هردو طبقه به وقوع پیوست. به هرحال، عضو دیگری از قاب تغییرشکل غیرالاستیک یا صدمه را تجربه نکرد. اتفاقات عمده مربوط به تغییرشکل و خسارت مودهای سطوح مختلف تحریک زلزله در جدول 4 خلاصه شده اند. رابط های برشی کمانش شده آخرین اجرای تست TAFT17 مربوط به مدل PGA با 1.7g در شکل 9 نشان داده شده اند. در پایان تست، هیچ پارگی از جان تیر مشاهده نشد، درحالی که کمانش های عمیق (چین خوردگی) در جان تیر وجود داشت. پارگی جان تیر در یکی از رابط های برشی کف اول، ناگهانی زمانی که از قاب جدا شد اتفاق افتاد که احتمالا به علت تعادل مجدد تنش های داخلی در رهاشدن قید باشد.

مقاله انگلیسی رایگان (PDF)

ترجمه فارسی رایگان (PDF)

خرید ترجمه با فرمت ورد

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

• مقدمه
حالت عملی دیوار خاک مسلح شده با ژئوسنتتیک از روش طراحی تعادل محدود پیروی میکند(e.g., Eliaset al., 2001). در تحلیل شبه استاتیکی دیوارهای GRS، تنها ضریب اطمینان مودهای مختلف شکست و یا ریزش دیوار را میتوان تخمین زد و تغییر شکل دیوار را نمیتوان بطور مستقیم از تحلیل شبه استاتیکی بدست آورد. این یک نقص متداول برای تمام تحلیلهای تعادل محدود می باشد. روشهای غیر مستقیمی برای بدست اوردن حرکتهای افقی دیوار (یا پاسخ زمان-تغییر شکل سیستم دیوار) بوجود آمد تا با تحلیلهای پایداری لرزهای توام می باشد. روشی که اکثرا مورد قبول می باشد، روش بلوک لغزش نیومارک می باشد (Newmark, 1965). در روش جابه جایی دوبل انتگرال نیومارک که به سازه های دیوار حائل اعمال می شود، جابه جایی کل بصورت جابه جایی های غیر متقارن ترم بندی شده است، از آنجایی که جابه جایی دائمی تنها در یک جهت با هم جمع می شوند (جهت رو به بیرون). محاسبه جابه جایی بر اساس این فرض می باشد که جابه جایی جرم در حال حرکت به عنوان بلوک صلب پلاستیک با مقاومت برشی محرک در سطح لغزش محتمل می باشد. تغییر شکل دائمی بلوک پلاستیک صلب گفته می شود زمانی رخ می دهد که نیرویی که بر خاک اعمال می شود (هر دو نیروی استاتیکی و دینامیکی) بر مقاومت برشی موجود بر روی سطح لغزش محتمل غلبه کند. فرض می شود جابه جایی دائمی زمانی که شتاب زمین از شتاب بحرانی بیشتر شد جمع می شوند.
Cai and Bathurst (1996a) سه لرزه که باعث مکانیزم لغزش در دیوارهای GRS می شود را شناسایی کردند که آنها عبارتند از 1) لغزش خارجی در طول پایه ی کل دیوار 2) لغزش داخلی در طول لایه ی مسلح کننده و در بین سطح ستون 3) برش سطح مشترک بلوک بین واحدهای سطحی ستون. جابه جایی ها با استفاده از روش بلوک لغزشی مرسوم بدست می آیند و هر دو ضریب شتاب افقی Kh و ضریب شتاب قائم Kv که برای محاسبه ی نیروهای دینامیکی محرک استفاده شده اند. فرض می شود که برای کل سازه دیوار ثابت باقی می ماند.
نیروی داخلی قائم فرض می شود که به سمت بالا باشد تا بحرانی ترین حالت برای ضریب اطمینان برای مکانیزم لغزش افقی بدست آید. روش بلوک لغزشی دیگری توسط Siddharthan et al. (2004) پیشنهاد شد که بر اساس نتایج آزمایش سانتریفیوژ لرزه های دیوارهای زمین ثبت شده ی مکانیکی (MSE) بدست آمده است که برای پیش بینی جابه جایی دائم دیوار MSE تحت بارگذاری لرزهای، روش محاسباتی با چندین بلوک صلب-پلاستیک ایجاد شد. مکانیزم شکست شامل سه بلوک صلب و شامل سطح شکست دو خطی بود. دو بلوک بالایی مستطیلی بودند و بلوک پایینی مثلثی بود.
از طرف دیگر Ling et al. (1996) مکانیزم گوه دو قسمتی پیشنهاد کرد که برای تعیین طول مسلح کننده بر اساس شکست مرکب یا شکست لغزش مستقیم دیوار قائم استفاده شد. مکانیزم گوه دو قسمتی بعدها برای تعیین لرزه ای که باعث جابه جایی دائم شیب تند مسلح شده بوسیله ی Ling et al. (1996) و Leshchinsky (1997) در نظر گرفته شد. روش ارزیابی جابه جایی شبیه روش لغزش پایه ی پیشنهاد شده توسط Caiand Bathurst (1996a) بود که در آن ناحیه ی خاک مسلح به عنوان بلوک صلب-پلاستیک در نظر گرفته شده بود. جابه جایی سطح لغزش بلوک زمانی بوجود می آید که ضریب اطینان لغزش مستقیم کوچکتر از واحد شود. Huang et al. (2003) یک روش چندین گوه معرفی کرد (برای مثال روش سه گوه) تا سهم مولفه ی سطحی و نیروی مسلح کننده اتصال در سطح مشترک سطح خاکریز در ارزیابی جابه جایی های لرزهای دیوارهای GRS را در نظر بگیرد، که مکانیزم سه گوه برای توصیف الگوهای سطح شکست مشاهده شده بسیار مناسب در نظر گرفته شده اند. روش سه گوه هر دو جابه جایی های افقی و قائم را با استفاده از تئوری بلوک لغزش نیومارک محاسبه می کند. Huang et al. (2003) گزارش کرد که جابه جایی های محاسبه شده با استفاده از روش سه گوه با مقادیر اندازه گیری شده در زلزله chi chi تایوان قابل مقایسه می باشد.
روش دوبل انتگرال نیومارک برای برای یافتن زلزله های که باعث جابه جایی دائمی می شود نیازمند دانستن تاریخچه زمانی حرکت زمین می باشد. در غیاب تاریخچه زمان حرکت زمین چندین روش تجربی برای پیش بینی زلزله ای که باعث جابه جایی دائم ساختار زمین می شود ارائه شد (e.g.,Whitman and Liao, 1984; Cai and Bathurst, 1996b; Huang and Wu,2006; Anderson et al., 2008). تئوری بلوک لغزش نیومارک به عنوان پایه ی روش های تجربی ایجاد شده استفاده شد. که جابه جایی دائم کلی تعیین شده بوسیله ی روش دوبل انتگرال نیومارک منطبق با پارامترهای حرکت زمین ورودی مانند شتاب ماکزیمم زمین، سرعت ماکزیمم زمین و نسبت شتاب، بحرانی می باشد.
پاسخ لرزهای دیوار GRS می تواند بوسیله آزمایشات مدل فیزیکی یا مطالعه مدلسازی عددی تعیین گردد. اگرچه آزمایش پاسخ لرزهای دیوارهای GRS با استفاده از انجام آزمایشات فیزیکی فول اسکیل با انواع مختلف خاک و مسلح کننده تحت بارهای مختلف زلزله غیر اقتصادی می باشد، بنابراین روش اقتصادی تر و عملی تر برای آزمایش پاسخ لرزهای دیوارهای GRS انجام مطالعه مدلسازی عددی خواهد بود. که در آن ابزارهای عددی نیازمند معتبرسازی از طریق آزمایشهای مدل فیزیکی تحت شرایط کنترل شده خوب می باشد. مرور شبیه سازی عددی عملکرد لرزه ای سازههای GRS در Lee et al. (2010) آورده شده است.
این مطالعه برای انجام آزمایشهای عملکرد لرزهای نمونه ایستایی آزاد دیوارهای GRS با فاصله مسلح کننده یکنواخت و طول مسلح کننده ثابت تحت تکانهای لرزه ای چندین جهته واقعی با استفاده از شبیه سازی عددی می باشد. ابزارهای عددی معتبرسازی شده با قابلیت پیش بینی اثبات شده برای انجام مطالعه پارامتریک مورد استفاده قرار گرفت که پارامترهای طراحی همانند ارتفاع دیوار، زاویه ی خمیدگی دیوار، زاویه ی اصطکاک خاک، فاصله ی مسلح کننده و سختی مسلح کننده ارزیابی شد. نتایج مطالعه پارامتریک عددی با مقادیر روش طراحی تنش مجاز تعیین شده اداره بزرگراه هواپیما (FHWA) مقایسه شد Elias et al., 2001)) و تفاوتهای بین این دو مشخص شد.
نتایج پارامتری عددی دادههای مورد نیاز برای ایجاد معادلاتی برای پیش بینی عملکرد لرزهای را فراهم می کند. معادلات پیش بینی کننده برای جابه جایی های افقی دیوار سطحی، نشست تاج دیوار و بار کششی مسلح کننده با استفاده از تحلیل رگرسیون چند متغییر بوجود آمدند. معادلات پیشگو می تواند تخمینات اولیه ی عملکرد لرزهای در تحلیلهای اولیه دیوارهای GRS نمونه ایستای آزاد را به ما بدهد.

بخشی از مقاله انگلیسی:

1. Introduction

The state-of-practice design of geosynthetic-reinforced soil (GRS) wall follows the limit equilibrium design approach (e.g., Elias et al., 2001). In the pseudo-static analysis of GRS walls, only the factors of safety against various modes of failure or collapse of the wall could be estimated, and wall deformation could not be estimated directly from the pseudo-static analysis. This is a common deficiency in all of the limit equilibrium analyses. Indirect methods were developed to estimate the horizontal wall movements (or the time-deformation response of the wall system) to accompany the seismic stability analysis. The widely accepted approach is the Newmark sliding block method (Newmark, 1965). In Newmark’s double-integration displacement method applied to retaining wall structure, the total displacement is termed unsymmetrical displacement, since the permanent displacement only accumulates in one direction (outward direction). The calculation of displacement is based on the assumption that the moving mass displaces as a rigid-plastic block with shear resistance mobilized along a potential sliding surface. Permanent displacement of the rigidplastic block is said to have occurred whenever the forces acting on the soil mass (both static and seismic forces) overcomes the available shear resistance along the potential sliding surface. The permanent displacements are assumed to accumulate each time the ground acceleration exceeds the critical acceleration. Cai and Bathurst (1996a) had identified three seismic induced sliding mechanisms in a GRS wall, and they are (1) external sliding along the base of the entire wall structure, (2) internal sliding along a reinforcement layer and through the facing column, and (3) block interface shear between facing column units. The displacements are estimated using the conventional sliding block method, and both horizontal acceleration coefficient kh and vertical coefficient kv are used to calculate dynamic active forces and are assumed to remain constant through out the entire wall structure. The vertical inertial force is assumed to act upward to produce the most critical factors of safety for the horizontal sliding mechanisms. Another sliding block method proposed by Siddharthan et al. (2004) was based on seismic centrifuge test results of mechanically stabilized earth (MSE) walls, where a rigid-plastic multi-block computational method was developed to predict the permanent displacement of MSE wall subjected to seismic loading. The failure mechanism is comprised of three rigid blocks and possesses a bi-linear failure plane; the top two blocks are rectangular, and the bottom block is triangular. Ling et al. (1996), on the other hand, suggested the two-part wedge mechanism, which has been used to determine the reinforcement length based on tieback/compound failure or direct sliding failure of a vertical wall. The two-part wedge mechanism was further considered in determining the seismic induced permanent displacement of a reinforced steep slope by Ling et al. (1997) and Leshchinsky (1997). The displacement evaluation procedure is similar to the base sliding approach proposed by Cai and Bathurst (1996a), in which the reinforced soil zone is treated as a rigid-plastic block. The displacement of the rigid-plastic block is induced when the factor of safety against direct sliding is less than unity. Huang et al. (2003) introduced the ‘multi-wedge method’ (e.g., three-wedge method) to account for the contribution of facing component and the connecting reinforcement force at the facing-backfill interface in evaluating the seismic displacements of GRS walls, where the three-wedge mechanism was considered to be more appropriate for describing the observed failure patterns. The three-wedge method calculates both the horizontal and vertical displacements utilizing the Newmark sliding block theory. Huang et al. (2003) reported that the calculated displacements using the three-wedge method were comparable with the measured values from the Chi-Chi, Taiwan earthquake. Newmark’s double-integration method in finding the seismic induced permanent displacement requires the ground motion time history to be known. In absence of the ground motion time history, several empirical methods have been developed to predict the seismic induced permanent displacement of earth structures (e.g., Whitman and Liao, 1984; Cai and Bathurst, 1996b; Huang and Wu, 2006; Anderson et al., 2008). Newmark’s sliding block theory has been used as the basis for developing the empirical methods, where the total permanent displacement determined by Newmark’s double-integration method is correlated with input ground motion parameters, such as peak ground acceleration, peak ground velocity, and critical acceleration ratio. The seismic responses of GRS wall can be examined by means of physical model tests or through a numerical modeling study. It is, however, uneconomical and impractical to examine the seismic responses of GRS wall by conducting a series of full-scale physical tests with different types of soils and reinforcements under various seismic loads. Hence, a more economical and practical approach for examining the seismic responses of GRS wall is to conduct a numerical modeling study, in which the numerical tool would need to be validated from physical model tests under well controlled conditions. A review of numerical simulation on seismic performances of GRS structures is provided in Lee et al. (2010). This study was performed to examine the seismic performances of free-standing simple GRS walls with uniform reinforcement spacing and constant reinforcement length under real multidirectional seismic shaking through numerical simulation. The validated numerical tool with proven predictive capability was used to perform a parametric study, where design parameters, such as wall height, wall batter angle, soil friction angle, reinforcement spacing, and reinforcement stiffness, were evaluated. The results of the numerical parametric study were compared with values determined from the Federal Highway Administration (FHWA) allowable stress design methodology (Elias et al., 2001), and discrepancies between the two were identified. The results of the numerical parametric study provided the data needed to develop seismic performance prediction equations. Prediction equations for wall facing horizontal displacement, wall crest settlement, and reinforcement tensile load were developed based on multivariate regression analysis. The prediction equations can provide first-order estimates of the seismic performances in the preliminary analysis of free-standing simple GRS walls.

مقاله انگلیسی رایگان

ترجمه فارسی رایگان 

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

چکیده
برای بررسی بار مسلح کننده و مود تغییر شکل دیوارهای خاک مسلح شده با ژئوسنتتیک (GRS) تحت بارگذاری لرزه ای در طول عمر سرویس دهی آن، با تمرکز بر خاک های خاکریز حاشیه ای از روش اجزا محدود استفاده شده است. خاک های خاکریز حاشیه ای در اینجا به عنوان مصالح پرکننده شامل دانه های چسبنده با نشانه خمیری (PI)>6 تعریف شده که ممکن است نمایانگر خزش اساسی تحت بارگذاری استاتیکی ثابت قبل از اعمال زلزله باشد. به این نتایج رسیده شده که دیوارهای خاک مسلح با خاکریزهای حاشیه ای تحت بارگذاری شدید لرزه ای مود تغییر شکل دو گوه ای مشخصی را نشان می دهد. سطح ماکزیمم بار مسلح کننده اثر ترکیب شده ی سطح شکست محتمل داخلی و سطح بیرونی که بر زمین نگهدارنده گسترش یافته می باشد. در بازه های که مورد مطالعه قرار گرفت باور بر این است که برای پوشش خاک های خاکریز در حالت کلی و مسلح کننده های ژئوسنتتیک، نرخ خزش خاکها و مسلح کننده ها تاثیر کمی بر بار مسلح کننده و مود تغییر شکل دو گوه ای دارد، اما سختی مسلح کننده ها نقش موثری بر این دو پاسخ دیوارهای GRS دارد. همچنین بدست آمده که مود تغییر شکل دو گوه ای می تواند محدود شود اگر مسلح کننده های بلند کافی مورد استفاده قرار گیرد. مطالعه نشان می دهد که بررسی بار مسلح کننده و دیوار خاک مسلح تحت بارگذاری لرزهای بدون در نظر گرفتن خزش طولانی مدت قبلی منطقی و معقول می باشد.
مقدمه
استفاده از خاک های خاکریز با مولفه های دانه های چسبنده برای ساخت دیوارهای حائل خاک مسلح شده با ژئوسنتتیک برای اهداف دائمی در سالهای اخیر توجه قابل ملاحظهای به خود جلب کرده است. این چنین خاکریزهایی حاشیه ای در نظر گرفته می شدند مادامی که آنها دانه ای چسبندهای که نشانه خمیری (PI)>6 بود و ممکن بود از 15% ‌تجاوز بکند یا نکند را شامل شدند. در صورت تایید، این عمل دیوارهای GRS را مقرون به صرفه تر خواهد کرد. اگرچه بر خلاف خاکهای دانه ای تمیز، خاک هایی با دانه های ریز چسبنده پاسخ خزشی مشخصی تحت بارگذاری ثابت خواهد داشت و دیوارهای GRS با این خاکریز پاسخ های وابسته به زمانی خواهند داشت که با آن هایی که از خاکریزهای با دانه های تمیز استفاده می کنند بسیار متفاوت خواهد بود. یکی دیگر از مسائل مهم، عملکرد لرزهای این نوع دیوارهای GRS می باشد. تاریخچه و تحقیقات وسیع در این زمینه نشان می دهد که دیوارهای GRS با خاکهای خاکریز دانه ای، عملکرد خوبی تحت بارگذاری زلزله قوی نشان می دهد. با این وجود از آنجاییکه زلزله ها عموما در طی سرویس دهی سازه های خاکی رخ می دهند، عملکرد لرزهای دیوارهای GRS با خاکهای حاشیه ای و داشتن لغزشهای چند ساله هنوز به عنوان یک نگرانی باقی مانده است. به خصوص مشخص کردن بار مسلح کننده و حالات تغییر شکل این نوع دیوارهای GRS که در طی زمان سرویس دهی تحت با لرزهای قرار گرفته ضروری است تا طراحی لرزه ای بطور کامل انجام گیرد.
در اکثر کارهای طراحی لرزه ای بار مسلح کننده از آنالیز محدود تعادل بدست می آید. گوه بار مسلح کننده سطح شکست رانکی یا کلمب به همراه شتاب لرزه ای ماکزیمم در جهت قائم براساس محاسبه بار مسلح کننده مورد استفاده قرار گرفته است.
فرض بر این است که ماکزیمم بار در هر لایه مسلح کننده در سطح شکست رخ می دهد. چک کردن اعتبار این فرض برای دیوارهای GRS با خاک حاشیه ای که در طی زمان سرویس دهی تحت بار زلزله قرار می گیرد، ضروری است. با توجه به حالت تغییر شکل و آزمایش میز لرزه، در شرایط g۱ یا ng، نشان میدهد که برای اکثر دیوارهای GRS با خاکهای دانه ای تحت بارگذاری قوی لرزه ای حالت دو گوهای ایجاد می شود.
اما مطالعات محدودی میتوان یافت که بر روی حالت تغییر شکل دیوارهای GRS با خاک حاشیه ای که بعد از سالها تحمل غزش تحت بارگذاری زلزله قرار گرفته است.
روش اجزا محدودی واسنجی شده قادر به تولید دوباره پاسخ وابسته به زمان سازههای GRS تحت بارگذاری ثابت می باشد. همچنین ظرفیت آنها در بدست دادن پاسخ لرزهای دیوارهای GRS معتبرسازی شده است. در این مقاله روش اجزا محدودی که می تواند عملکرد طولانی مدت دیوارهای GRS با خاکهای حاشیه ای که برای آنالیزهای دینامیکی توسعه یافته و با آزمایش سانتریفیوژ دینامیکی معتبر سازی شده را دوباره تولید کند.
سپس این روش یرای یررسی بار مسلح کننده و حالت تغییر شکل دیوار GRS تحت بارگذاری زلزله بعد از تحمل ۵ سال خزش استفاده شد.مدل دیوارها در ارتفاع ۸ متر در مطالعات پارامتری مورد استفاده قرار گرفته شده است. اثرات پارامترهای مختلف دیوار بر این دو پاسخ مورد مطالعه قرار گرفت.

بخشی از مقاله انگلیسی:

abstract

A Finite Element procedure was used to investigate the reinforcement load and the deformation mode for geosynthetic-reinforced soil (GRS) walls subject to seismic loading during their service life, focusing on those with marginal backfill soils. Marginal backfill soils are hereby defined as filled materials containing cohesive fines with plasticity index (PI) >6, which may exhibit substantial creep under constant static loading before subjected to earthquake. It was found that under strong seismic loading reinforced soil walls with marginal backfills exhibited a distinctive “two-wedge” deformation mode. The surface of maximum reinforcement load was the combined effect of the internal potential failure surface and the outer surface that extended into the retained earth. In the range investigated, which is believed to cover general backfill soils and geosynthetic reinforcements, the creep rates of soils and reinforcements had small influence on the reinforcement load and the “two-wedge” deformation mode, but reinforcement stiffness played a critical role on these two responses of GRS walls. It was also found that the “twowedge” deformation mode could be restricted if sufficiently long reinforcement was used. The study shows that it is rational to investigate the reinforcement load of reinforced soil walls subject to seismic loading without considering the previous long-term creep.

1. Introduction

Using backfill soils with cohesive fine contents to build geosynthetic-reinforced soil (GRS) retaining walls for permanent purposes has attracted considerable attention in recent years (e.g., Farrag et al., 2004; Benjamim et al., 2007). Such backfills are considered to be marginal since they contain cohesive fines that have a plasticity index (PI) >6 and may or may not exceed 15% (Elias et al., 2001). If justified, this practice can increase the cost-effectiveness of GRS walls. However, unlike clean granular soils, soils with cohesive fine contents generally exhibit distinctive creep response under constant loading, and GRS walls with such backfills have time-dependent responses that are very different from those using clean granular backfills (Allen and Bathurst, 2002; Liu et al., 2009; Yang et al., 2009). Another important issue is the seismic performance of this type of GRS walls. Case histories (e.g., Sandri, 1997; Ling et al., 2001) and extensive investigations (e.g., Ling et al., 2005a,b; El-Emam and Bathurst, 2007; Madhavi Latha and Murali Krishna, 2008, 2009; Huang and Wu, 2009; Sabermahani et al., 2009) have shown that GRS walls with granular backfill soils exhibit good performance under strong earthquake loading. However, since earthquakes generally occur during the service life of earth structures, the seismic performance of GRS walls using marginal backfills and having experienced years of creep remains a concern. In particular, it is necessary to clarify the reinforcement load and deformation mode of this type of GRS walls subject to seismic loading during service life, so that the seismic design can be soundly founded. In most practices of seismic design (e.g., Elias et al., 2001), the reinforcement load is obtained by analysis of limit equilibrium. The reinforced soil wedge bounded by a Rankine’s or Coulomb’s failure surface is used together with a maximum seismic acceleration in the horizontal direction to calculate the reinforcement load. Maximum load in each reinforcement layer is assumed to occur at the failure surface. It is necessary to check the validity of these assumptions on GRS walls using marginal backfills and subject to seismic loading during service life. Regarding the deformation mode, shaking table tests, either in a 1 g or ng condition, have demonstrated that a “two-wedge” mode exists for most GRS walls with granular backfills under strong seismic loading (e.g., Matsuo et al., 1998; Takahashi et al., 2001), but very limited study can be found on the deformation mode of GRS walls with marginal back- fills subject to seismic loading after years of creep. Calibrated Finite Element procedures are capable of reproducing the time-dependent responses of GRS structures under constant loading (e.g., Li and Rowe, 2008; Rowe and Skinner, 2001; Skinner and Rowe, 2003, 2005; Liu and Ling, 2007; Liu et al., 2009; Liu and Won, 2009). Their capacities in capturing the seismic responses of GRS walls have also been validated (e.g., Cai and Bathurst, 1995; Helwany et al., 2001; Ling et al., 2004, 2005a; Fakharian and Attar, 2007; Liu, 2009; Lee et al., 2010). In this study, a Finite Element procedure that is able to reproduce the long-term performance of GRS walls with marginal backfill soils (Liu et al., 2009) was extended for dynamic analysis and validated against a dynamic centrifuge test. The procedure was then used to investigate the reinforcement load and deformation mode of GRS walls subject to seismic loading after 5 years of creep. Model walls at a height of 8 m were used in the parametric study. The influences of various wall parameters on these two responses were studied.

مقاله انگلیسی رایگان (PDF)

ترجمه فارسی رایگان (PDF)

خرید ترجمه با فرمت ورد

بخشی از ترجمه فارسی مقاله:

1. معرفی
میرایی مکمل بصورت فزاینده در حال تبدیل شدن به یک استراتژی طراحی لرزه ای امتحان شده و مطمئن است، و با آن آیین نامه های ساختمانی، سازه های میراییِ مکمل شده را دربرمیگیرند. جاگذاری میراگرها یک مورد طراحی ضروری ست زیرا توزیع میرایی میتواند بصورت قابل توجهی پاسخ دینامیکی یک ساختمان و هزینه میرایی لازم را تحت تأثیر قرار دهد [Soong and Dargush, 1997]. با این حال، آئین نامه ها و دستورالعمل های ساختمانی روشی مخصوص برای جاگذاری بهینه ی میراگرها تجویز نمیکنند. با این که مقررات 2003 NEHRP [BSSC, 2004] یک روش شناسی برای تعیین یک مقدار میرایی مجموع متناظر با یک نسبت میرایی مؤثر مطلوب را پیشنهاد میکند اما توزیع بهینه ای از میراگرها را مطرح نمیکند.
روشهای بسیار متعدد و مختلف برای جاگذاری میراگرها پیشنهاد شده است. بعضی از تحقیقات اولیه توسط  Constantinou and Tadjbakhsh [1983], Ashour and Hanson [1987], Gürgöze and Müller [1992], and Hahn and Sathiavageeswaran [1992] انجام شده است. یک روش جاگذاری ابتکاری نوین، انطباق شاخص کنترل پذیری برای جاگذاری متوالی میراگرها در جایی که اثرشان حداکثر باشد، بود (که قبلاً بمنظور تعیین مکانهای محرک بهینه برای کنترل سازه ای فعال استفاده میشده است) [Zhang and Soong, 1992]. این روش بخاطر اجرا پذیر بودنش پیشرفتی محسوب شده و برای مدل قاب برشی[Shukla and Datta, 1999] و یک مدل سه بُعدی[Wu et al., 1997] تأیید شده بود.
تکامل روش ترتیبی، الگوریتم تحقیق ترتیبی ساده شده بود (SSSA) [Lopez-Garcia, 2001]، که به دنبال ساده سازی بیشتر روش برای دستگاههای غیرفعال با کاهش محاسبات شاخصهای مکان بهینه و جابجایی های زمین شبیه سازی شده بود. برای سازه های خطی با میراگرهای ویسکوز خطی، روش به مؤثریِ روشهای جاگذاری پیچیده تر بود، نظیر Takewaki [1997] and Gluck et al. [1996]، از لحظ جابجایی های طبقه [Lopez-Garcia, 2001]. Lopez-Garcia and Soong [2002] اثربخشی SSSA برای چند گام پیشنهادی فرایند را بر اساس ارتفاع ساختمان (ابعاد میراگر) توضیح دادند. محدودیت های مطالعه، استفاده از جابجایی های زمین اندک، نسبت های میرایی مؤثر غیرواقعی کوچک (کمتر از 10% با میراگرها) برای مقایسه ی SSSA با دیگر روشها و استفاده از سازه های نمونه و توزیع های جاگذاری میراگر از محققین قبلی را شامل میشد، به این معنی که روشهای جاگذاری در مقایسه با SSSA بصورت کامل قابل پیگیری نبودند و قابلیت استفاده به اندازه کافی قابل مقایسه نبود. وابستگی روش به جابجایی های زمین خاص (مخصوصاً حساس به ویژگیهای جابجایی زمین برای نسبتهای میرایی پایین؛ Lopez-Garcia and Soong, 2002) و اثربخشی ثابت شده محدود به سازه های خطی، دو محدودیت این روش هستند.
بسیاری روشهای جاگذاری بهینه تحلیلی شامل روشهایی بر اساس اصول نظریة کنترل فعال [Gluck et al., 1996] و روشهای تحقیقی گرادیان-بنیان شامل Takewaki [1997, 2000], Singh and Moreschi [2001], and Lavan and Levy [2006]. پیشنهاد شده اند. بویژه، روش جاگذاری میراگر بهینة توابع انتقال حداقل (که در این مقاله با نام روش “Takewaki” نامیده میشود) یک روش بهینه سازی گرادیان-بنیان با هدف حداقل کردن مجموع جابجایی های طبقه ی تابع انتقال، ارزیابی شده در فرکانس پایه ای میرانشدة سازه، میباشد. این روش بیشتر برای سازه های پیچیده تر، اهداف عملکرد چندگانه و طراحی حساسیت بهینه بمنظور بهینه سازی مجموع میرایی و توزیع ایجاد شده است [Takewaki, 2009]. از آنجایی که طرحهای جاگذاری میراگر بر اساس رفتار دینامیکی سازه به تنهایی هستند، روش Takewaki استقلال از جابجایی های زمین را ادعا میکند. Takewaki (1997) کارآمدی روش را برای دو ساختمان برشی و حرکات زمین ثابت فرضی نشان داد. محدودیتهای روش، هدف حداقل کردن مجموع یک شاخص عملکرد بعنوان مخالف مقدار حداکثر، که یک شاخص آسیب مناسبتر است و حذف اهداف طراحی در این روش را شامل میشود. عدم تأیید روش 1997 برای طراحی ساختمان واقعی و طرحهای تکان زمین، موقعیت روش بعنوان یک روش معیار اولیه برای جاگذاری بهینه ی میراگر و استقلال ادعائیَش از ویژگیهای تکان زمین بررسی بیشتر را ایجاب می نماید.
روش جاگذاری تحلیلی قابل ذکر دیگر، روش تحلیل/طراحی دوباره کاملاً تحت تنش میباشد (که در این مقاله به نام روش “Lavan A/R” نامیده میشود)، که از دانش مهندسی و یک رویکرد عددی ساده برای جاگذاری میراگر استفاده میکند [Levy and Lavan, 2006]. بر اساس اصل طراحی تنش کاملِ اعضای خرپا، روش Lavan A/R از یک رابطة بازگشتی برای حداکثر کردنِ (“تنش کامل”) اثر میراگرها روی پارامتر عملکرد ساختمان (یعنی: رواداریِ جابجایی) و حداقل کردن میرایی اضافی لازم استفاده میکند[Levy and Lavan, 2006]. از یک روش کمی تغییریافته ی A/R تنش کامل میتوان برای محدود کردن میرایی کل استفاده نمود[Levy and Lavan, 2009]. این روش بوسیلة بهینه سازی گرادیان-بنیان صوری تأیید شده و در قابهای برشی، قابهای صنعتی و قابهای نامنظم 3D بکار رفته است.Levy and Lavan (2009) نشان دادند که روش Lavan A/R مؤثرتر از رویکردهای کنترل فعال نظیر Gluck و همکاران (1996) از نظر جابجایی های طبقه برای سازه های چندگانه و حرکات زمین میباشد. هر چند، تا جایی که نویسنده میداند، روش Lavan A/R با هیچ روش جاگذاری میراگر پیشرفته موجود دیگری، که از لحاظ اهداف عملکرد اضافی ارزیابی شده اند، مقایسه نشده است و توسط دیگر محققین از پایه برای سنجش قابلیت استفاده بکار نرفته است.
روشهای تکاملی شدیداً محاسباتی مخصوصاً الگوریتم های تکوینی دارند مثل Singh and Moreschi [2002] و Apostolakis and Dargush [2010]. روشهای اخیر، بهینه سازی چندمنظوره [Lavan and Dargush, 2009] و نرم کردن سازه ای همراه با یک جاگذاری میراگر استراتژیک را در نظر میگیرند. Takewaki [2009] یک لیست جامع تر از کارهای در راستای جاگذاری میراگر را ارائه داد و نتیجه گرفت که علیرغم مقدار زیاد اطلاعات، مهندسین سازه کمبود ابزار لازم برای بهینه جاگذاری میراگرها در سازه دارند. مقایسه های اجرایی روشهای جاگذاری موجود میتواند بینشی راجع به کارآمدی روشهای مشخص و قابلیت استفاده شان برای مهندسین اجرایی فراهم کند اما مقایسه های اندکی برای سناریوهای طراحی واقعی وجود دارد.
هدف این مقاله ارائة یک مقایسه کامل از سه روش پیشرفته و روش استاندارد برای سناریوهای طراحی واقعی و سطوح عملکرد میباشد. روشهای جاگذاری میراگر استاندارد، روشهای میرایی یکنواخت و میرایی متناسب با سختی هستند و روشهای جاگذاری میراگر پیشرفته، الگوریتم تحقیقی ترتیبی ساده شده (SSSA)، جاگذاری میراگر بهینه برای توابع انتقال حداقل و روش تحلیل/بازطراحی تنش کامل هستند.سه روش پیشرفته انتخاب شدند زیرا آنها محدوده ای از روش شناسی ها را پوشش داده و از افتادن در ورطة روشهای شدیداً محاسباتی پرهیز میکنند. مقایسه از لحاظ کاهش در جابجایی حداکثر طبقه، شتابهای مطلق و جابجایی پسماند انجام شده است. عملکرد روشهای جاگذاری بصورت آماری برای دو قاب مقاوم در برابر لنگر تحت مقادیر خطرناک لرزه ای متغیر ارزیابی شده اند. همچنین، قابلیت استفاده و بازدهی زمانی هر روش جاگذاری سنجیده شده است.

بخشی از مقاله انگلیسی:

1. Introduction

Supplemental damping is becoming an increasingly tested and reliable seismic design strategy, and with it has come the evolution of building guidelines to include supplementally damped structures. The placement of dampers is a critical design concern, as the distribution of damping may greatly affect a building’s dynamic response and the necessary damping cost [Soong and Dargush, 1997]. However, building codes and guidelines do not prescribe a particular method for optimally placing dampers. While the 2003 NEHRP Provisions [BSSC, 2004] offers a methodology for determining a total damping value corresponding to a desired effective damping ratio, it does not address an optimal distribution of dampers. A large variety and quantity of damper placement methods have been proposed. Some of the earlier research efforts include Constantinou and Tadjbakhsh [1983], Ashour and Hanson [1987], Gürgöze and Müller [1992], and Hahn and Sathiavageeswaran [1992]. A novel heuristic placement method was the adaptation of the controllability index (previously used to determine optimal actuator locations for active structural control; Cheng and Pantelides, 1988) to sequentially place dampers where their effects are maximised [Zhang and Soong, 1992].Considered an advancement because ofits practicality,it was verified for a shear-frame model [Shukla and Datta, 1999] and a three-dimensional model [Wu et al., 1997]. An evolution of the sequential method was the Simplified Sequential Search Algorithm (SSSA) [Lopez-Garcia, 2001], which sought to further simplify the method for passive devices by decreasing the computational-effort of optimal location indices and simulated ground motions. For linear structures with linear viscous dampers, the method was as efficient as more complex placement methods, such as Takewaki [1997] and Gluck et al. [1996], in terms of interstory drifts [Lopez-Garcia, 2001]. Lopez-Garcia and Soong [2002] demonstrated the SSSA’s efficiency for a recommended number of procedural steps (damper sizes) based on building height. Limitations of the study include the use of few ground motions, small unrealistic effective damping ratios (less than 10% with dampers) for comparing SSSA to other methods, and the use of example structures and damper placement distributions from previous researchers, implying that the placement methods compared to SSSA were not followed in full and usability cannot be adequately compared. The method’s dependency on specific ground motions (particularly sensitive to ground motion characteristics for small damping ratios; Lopez-Garcia and Soong, 2002) and proven effectiveness limited to linear structures are two limitations of the technique. Many analytical optimal placement methods have been proposed, including methods based on the principles of active control theory [Gluck et al., 1996] and gradient-based search methods, including Takewaki [1997, 2000], Singh and Moreschi [2001], and Lavan and Levy [2006]. In particular, the Optimum for Minimum Transfer Functions [Takewaki, 1997] damper placement technique (abbreviated in this article as the “Takewaki” method) is a gradient-based optimization method with the objective of minimising the sum of the interstory drifts of the transfer function, evaluated at the structure’s undamped fundamental frequency. The method has since been developed further for more-complex structures, multiple performance objectives, and optimal sensitivity design to optimize total damping and distribution [Takewaki, 2009]. Since the damper placement schemes are based on the dynamic behavior of the structure alone, the Takewaki method claims independence from ground motions. Takewaki [1997] showed the efficiency of the method for two shear buildings and assumed stationary ground motions. Limitations of the technique include the objective of minimizing the sum of a performance indicator as opposed to the peak value, which is a more appropriate damage indicator, and the exclusion of design objectives in the method. The lack of verification of the 1997 method for realistic building designs and ground motion scenarios, the method’s status as an early benchmark method for optimal damper placement, and its claimed independence from ground motion characteristics warrants further investigation. Another notable analytical placement method is the Fully-stressed Analysis/Redesign procedure (abbreviated in this article as the “Lavan A/R” method), which uses engineering knowledge and a simple numerical approach for damper placement [Levy and Lavan, 2006]. Based on the principle of fully stressed design of truss members, the Lavan A/R method uses a recurrence relationship to maximize (“fully-stress”’) the dampers’ influence on the building performance parameter (i.e., drift allowance) and minimize the total adding damping necessary [Levy and Lavan, 2006]. A slight alteration of the original Fully Stressed Analysis/Redesign procedure may be used to constrain the total damping [Lavan and Levy, 2009]. The method has been verified by formal gradient-based optimization and applied to shear-frames, industrial frames [Levy and Lavan, 2006], and 3D irregular frames [Lavan and Levy, 2006]. Levy and Lavan [2009] showed the Lavan A/R method to be more effective than active control approaches such as Gluck et al. [1996] in terms of interstory drifts for multiple structures and ground motions. However, to the authors’ knowledge, the Lavan A/R method has not been compared to any other available advanced damper placement techniques, evaluated in terms of additional performance objectives, nor employed by other researchers from the ground-up to assess usability.Computationally-intensive evolutionary methods have notably included genetic algorithms, such as Singh and Moreschi [2002] and Apostolakis and Dargush [2010]. Recent methods consider multi-objective optimization [Lavan and Dargush, 2009] and structural softening incorporated with a strategic damper placement [Cimellaro and Retamales, 2007]. Takewaki [2009] presented a more comprehensive list of contributions to the field of damper placement and concludes that despite the large quantity of information, structural engineers lack tools necessary for placing dampers optimally in a structure. Comparisons of practical, existing placement methods may provide insight into the effectiveness of certain methods and their usability for practicing engineers, but few comparisons exist for realistic design scenarios. The purpose of this article is to present a thorough comparison of three advanced methods and two standard methods for realistic design scenarios and performance levels. The standard damper placement methods selected are Uniform damping and Stiffness Proportional damping methods, and the advanced damper placement methods are the Simplified Sequential Search Algorithm (SSSA) [Lopez-Garcia, 2001], the Optimal Damper Placement for Minimum Transfer Functions (Takewaki) [Takewaki, 1997], and the Fully Stressed Analysis/Redesign method (Lavan A/R) [Levy and Lavan, 2006]. The three advanced techniques were selected because they cover a range of methodologies and avoid the pitfalls of computationally-intensive methods. The comparison is made in terms reductions in peak interstory drifts, absolute accelerations, and residual drifts. The performance of the placement techniques are evaluated statistically for two steel moment resisting frames under varying seismic hazards levels. In addition, the usability and time efficiency of each damper placement method is assessed.