Buzuleac A. Sebastian - Rezumat

UNIVERSITATEA TEHNICĂ DE CONSTRUCłII BUCUREŞTI Facultatea de ConstrucŃii Civile, Industriale şi Agricole

TEZĂ DE DOCTORAT Rezumat

CONTRIBUłII LA ANALIZA COMPORTĂRII ÎMBINĂRILOR RIGLE-STÂLPI LA STRUCTURI

METALICE MULTIETAJATE

CONDUCĂTOR ŞTIINłIFIC

Prof. univ. dr. ing. Şerban DIMA

DOCTORAND

ing. Sebastian -Lucian BUZULEAC

BUCUREŞTI 2014

i

CUPRINS

CAPITOLUL 1. INTRODUCERE 1.1 Date generale 1.2 Obiectul tezei de doctorat 1.3 ConŃinutul tezei de doctorat CAPITOLUL 2. COMPORTAREA STRUCTURILOR METALICE ÎN CADRE LA ACłIUNEA UNOR MIŞCĂRI SEISMICE PUTERNICE

2.1 Introducere 2.2 Comportarea clădirilor cu structură metalică în cadre sub acŃiunea unor cutremure istorice

2.2.1 San Francisco, 1906 2.2.2 Prince William Sound, Alaska, 1964 2.2.3 Cutremurul din România de la 4 martie 1977 2.2.4 Mexico City, 1985 2.2.5 Northridge, SUA, 1994 2.2.6 Hanshin-Kobe, Japonia, 1995 2.2.7 Sichuan - Wenchuan, China, 2008 2.2.8 Maule, Chile, 2010

2.3 ObservaŃii şi concluzii CAPITOLUL 3. CALCULUL STRUCTURILOR ÎN CADRE METALICE łINÂND SEAMA DE COMPORTAREA REAL Ă A ÎMBINĂRILOR

3.1 Introducere 3.2 Calculul structurilor în cadre Ńinând seama de comportarea reală a îmbinărilor în conformitate cu SR EN 1993-1.1 3.2.1. Clasificarea structurilor metalice 3.2.2. Modelarea şi caracterizarea îmbinărilor 3.2.2.1 Modelarea îmbinărilor 3.2.2.2 Caracterizarea îmbinărilor 3.3 Calculul structurilor în cadre la acŃiuni statice 3.3.1. Analiza globală elastică 3.3.2 Analiza globală plastică 3.4 Calculul structurilor în cadre solicitate seismic 3.4.1 Criterii de proiectare 3.4.2 Prevederi referitoare la îmbinări 3.4.3 Metode de calcul 3.4.3.1 Analiza statică liniară 3.4.3.2 Analiza dinamică liniară 3.4.3.3 Analiza statică neliniară

ii

3.4.3.4 Analiza dinamică neliniară 3.5 Probleme actuale în proiectarea antiseismică a structurilor în cadre metalice

3.5.1 Comportarea îmbinărilor la încărcări seismice 3.6 Concluzii CAPITOLUL 4. CALCULUL ÎMBINĂRILOR ŞI SOLUłII CONSTRUCTIVE PENTRU ÎMBINAREA RIGLĂ - STÂLP

4.1 Clasificarea îmbinărilor grindă-stâlp 4.1.1 Clasificarea după modul de realizare 4.1.2 Clasificarea nodurilor după rigiditate 4.1.3 Clasificarea nodurilor după rezistenŃă 4.1.4 Clasificarea nodurilor după ductilitate 4.2 Calculul îmbinarilor 4.2.1 Calculul îmbinărilor cu şuruburi 4.2.1.1 Introducere 4.2.1.2 Caracteristicile şuruburilor 4.2.1.3 Comportarea şuruburilor în îmbinare 4.2.1.4 Şuruburi solicitate la forfecare 4.2.1.5 Îmbinari cu şuruburi de înaltă rezistenŃă pretensionate 4.2.2 Calculul îmbinărilor sudate 4.2.2.1 Suduri de colt 4.2.2.2 Suduri în găuri 4.2.2.3 Suduri cap la cap 4.2.2.4 LăŃimea efectivă a tălpii stâlpului în cazul unei îmbinări sudate

grindă stâlp

4.2.3 Calculul îmbinărilor folosind metoda componentelor 4.2.3.1 Prezentarea metodei 4.2.3.2 Caracteristicile componentelor 4.2.3.3 Gruparea componentelor 4.2.3.4 Aplicarea metodei componentelor în SR-EN 1993-1-8 4.2.3.5 Curba de calcul moment-rotire a unei îmbinări 4.3 SoluŃii constructive pentru îmbinarea grindă-stâlp care preiau momente

încovoietoare

4.3.1 Mărci de oŃel folosite la realizarea îmbinarilor 4.3.2 SoluŃii constructive 4.3.3 Îmbinări cu placă de capăt şi şuruburi 4.3.4 Îmbinări sudate 4.3.5 Îmbinări cu corniere 4.4 Concluzii CAPITOLUL 5. EXPERIMENT CE PUNE ÎN EVIDENłĂ COMPORTAREA REALĂ A ÎMBINĂRILOR RIGLĂ- STÂLP

iii

5.1 Aspecte generale 5.2 Descrierea structurii

5.3 Metoda de testare 5.4 Programul experimental si calibrarea modelului 5.5 Descrierea experimentului 5.6 Rezultatele testelor 5.7 Calculul imbinarii studiate cu metoda componentelor 5.8 Concluzii

CAPITOLUL 6. CONCLUZII FINALE 6.1 ContribuŃii personale 6.2 Continuarea cercetărilor 6.3 Articole publicate BIBLIOGRAFIE ANEXA 1 ANEXA 2

1.Introducere Bucuresti 2014

1.1

CAPITOLUL 1

INTRODUCERE

1.1. Date generale

Structurile în cadre multietajate sunt folosite în prezent pe scară largă la realizarea clădirilor civile sau industriale. Sistemul structural este economic şi poate fi uşor configurat pentru a îndeplini o varietate de cerinŃe funcŃionale şi arhitecturale. Comportarea bună a acestor structuri la acŃiunea cutremurelor puternice dar şi experienŃa încercărilor experimentale efectuate au constituit un alt argument în favoarea utilizării acestor sisteme structurale.

1.2. Obiectul tezei de doctorat

Teza de doctorat are ca scop studiul comportării structurilor în cadre multietajate supuse acŃiunii seismice, Ńinand seama de comportarea reală a îmbinărilor riglă-stâlp.

Norma romanească de calcul seismic P100-1/2006 restricŃionează utilizarea îmbinărilor riglă-stâlp semirigide sau cu rezistenŃă parŃială la realizarea clădirilor cu structură metalică. Normativul P100-1/2006 prevede ca formarea articulaŃiilor plastice să se producă în rigle sau stâlpi dar nu în îmbinări. Pentru a realiza acest lucru, momentul capabil al îmbinărilor riglă-stâlp trebuie să fie mai mare cu 20% decât momentul plastic capabil al riglelor adiacente. Aceste prevederi sunt introduse fără insă ca în normele romaneşti de calcul al structurilor metalice să existe prevederi clare privind determinarea momentului capabil sau rigiditaŃii la rotire a îmbinărilor riglă-stâlp. 1.3. Continutul tezei de doctorat

Teza cuprinde studii teoretice şi experimentale şi este structurată pe 6 capitole şi două anexe: Capitolul 1: Introducere Capitolul 2: Comportarea structurilor metalice în cadre la acŃiunea unor miscari seismice

puternice Capitolul 3: Calculul structurilor metalice în cadre Ńinând seama de comportarea reală a

îmbinărilor Capitolul 4: Calculul îmbinărilor şi soluŃii constructive pentru imbinarea riglă-stâlp Capitolul 5: Experiment ce pune în evidenŃă comportarea reală a îmbinărilor riglă-stâlp Capitolul 6: Concluzii finale Bibliografie Anexa A1 : Aplicarea metodei componentelor la calculul îmbinărilor riglă-stâlp Anexa A2 : Citirile microcomparatoarelor in cadrul experimentului realizat de autor

1.Introducere Bucuresti 2014

1.2

Capitolul 1 prezintă date generale cu privire la situaŃia actuală pe plan mondial în domeniul studiului comportării seismice a clădirilor cu structură metalică. Este prezentat pe scurt şi conŃinutul tezei de doctorat.

Capitolul 2 prezintă comportarea structurilor metalice la acŃiunea unor cutremure puternice. Sunt prezentate miscările seismice importante care au marcat istoria seismică din ultimii 100 de ani, începând cu miscari seismice mai vechi (San Francisco 1906, Tokyo 1923) şi terminând cu unele de dată recentă (Northridge 1994, Kobe 1995, Sichuan 2008). În paralel cu descrierea cutremurelor sunt prezentate cercetările care au avut loc după producerea fiecărui cutremur, prescripŃiile de calcul aflate în vigoare la acea dată şi modificările care au apărut după cutremur. În concluziile studiului se remarcă necesitatea dezvoltării normelor moderne prin introducerea proiectării bazate pe performanŃă şi, totodată, prin imbunătăŃirea reglementărilor de calcul al îmbinărilor riglă-stâlp. Capitolul 3 prezintă calculul structurilor metalice în cadre Ńinand seama de comportarea reală a îmbinarilor în conformitate cu norma europeana EN 1993-1.1 (Eurocode 3), calculul structurilor în cadre solicitate static şi seismic şi probleme actuale în proiectarea antiseismică a structurilor în cadre metalice. Capitolul 4 prezintă calculul îmbinărilor şi soluŃii constructive pentru îmbinările riglă-stalp. Calculul îmbinărilor pentru varianta cu şuruburi şi pentru varianta cu sudură. O metodă nouă de calcul este şi metoda componentelor

Capitolul 5 prezintă o incercare experimentală realizată de autor, în care se prezintă un nod rigid şi urmat de un calcul al îmbinarii cu metoda componentelor. Capitulul 6 conŃine concluziile finale ale cercetărilor desfăşurate în cadrul tezei, contribuŃiile autorului în domeniul temei studiate şi posibilităŃile de continuare a cercetărilor.

Anexa A1 prezintă modul de calculul al îmbinărilor riglă-stâlp cu metoda componentelor.

Anexa A2 prezintă citirile microcomparatoarelor în original pentru experimentul realizat de autor în Laboratorul de ConstrucŃii Metalice al U.T.C.B., atestat ca laborator de grad I, de ISC în anul 2000.

2. Comportarea structurilor realizate din cadre metalice la acŃiunea unor mişcări seismice puternice.

Bucuresti 2014

2.1

CAPITOLUL 2

COMPORTAREA STRUCTURILOR REALIZATE DIN CADRE METALICE LA

ACłIUNEA UNOR MIŞCĂRI SEISMICE PUTERNICE

2.1. Introducere

O structură este considerată ductilă dacă este capabilă să suporte deformaŃii inelastice considerabile fără o scădere semnificativă a capacităŃii portante, concomitent cu evitarea instabilităŃii locale sau globale a structurii. În acest context structurile în cadre metalice au fost considerate mai ductile în comparaŃie cu alte sisteme structurale. MulŃi ingineri credeau chiar că structurile în cadre metalice sunt invulnerabile la acŃiunea seismică şi că eventualele distrugeri ar consta în plasticizarea unor elemente sau îmbinări. Cutremurul din 17 ianuarie 1994 din Statele Unite (Northridge 1994) a modificat însă radical această situaŃie, scoŃând la iveală o comportare total necorespunzătoare a unor clădiri în cadre metalice, având diferite regimuri de înălŃime şi fiind construite la perioade diferite de timp. La această concluzie şi-au adus contribuŃia şi ruperile casante ale unor îmbinări riglă-stâlp, în special sudate [1]. O comportare nesatisfăcătoare a structurilor metalice s-a putut observa şi în cazul cutremurului de la Kobe (17 Ianuarie 1995). Spre deosebire de cutremurul de la Northridge, la Kobe s-au înregistrat şi cedări complete ale unor structuri metalice.

2.2. Comportarea clădirilor în cadre metalice sub acŃiunea unor cutremure istorice

2.2.1. San Francisco, 1906

Cutremurul din 18 aprilie 1906 care a afectat oraşul San Francisco a fost un cutremur de mare intensitate, a cărui undă de şoc a avut epicentrul în Oceanul Pacific, în apropierea oraşului San Francisco şi care a reverberat pe întreaga coastă marină a Californiei de Nord. Acesta a fost unul din cele mai puternice cutremure care au afectat Statele Unite ale Americii (magnitudinea M=8,3 – pe scara Richter) (Figura 2.1-pag. 2.2). Primul val de mişcări seismice a durat treizeci sau patruzeci de secunde. După o pauză de 10 secunde a urmat un al doilea val, care a durat douăzeci şi cinci de secunde. Asta a fost tot. În aproximativ un minut, oraşul San Francisco avea să fie distrus.

Dezastruosul cutremur din San Francisco a dus la moartea a 3.000 de persoane şi a produs pagube materiale în valoare de 500 milioane de dolari (la valoarea din anul 1906).

Clădirile în cadre metalice de la acea vreme erau în mare parte realizate prin nituire [1], [a].

Din cauza cutremurului 28.188 de clădiri s-au prabuşit, inclusiv primăria „antiseismică”, în valoare de 5 milioane de dolari [b].


Bucuresti 2014

2.2

a) b)

Figura 2.1: Efectele cutremurului asupra clădirilor: a) Avarii la clădirea primăriei din San Francisco; b) Prăbuşirea clădirii primăriei din Santa Rosa (sursa: http://earthquake.usgs.gov [c])

2.2.2. Prince William Sound, Alaska, 1964

Acest mare cutremur si tsunami-ul care l-a urmat din 28 martie 1964 a fost cel mai puternic înregistrat pe teritoriul nord- american, având o magnitudine M=8,4 pe scara Richter şi o durată foarte mare (3 - 4 minute). În acest cutremur şi-au pierdut viaŃa 128 de oameni (din tsunami 113, iar din cutremur 15), si a cauzat pagube in valoare de circa 311 milioane dolari. Efectele cutremurelor au fost resimŃite în mai multe oraşe, printre care Anchorage, Chitina, Glennallen, Homer, Hope, Kasilof, Kenai, Kodiak, Moose Pass, Portage, Seldovia, Seward, Sterling, Valdez, Wasilla si Whittier [d].

Figura 2.2: Avarii la clădirile cu structură metalică, Prince William Sound, Alaska, 1964 (Sursa: http://nisee2.berkeley.edu[e])

Cauza care a condus la flambajul local al stâlpilor şi desprinderea tălpilor de inimă a fost încărcarea axială foarte mare. Acest mod de cedare a demonstrat incapacitatea încercărilor


Bucuresti 2014

2.3

monotone de a surprinde comportarea reală a elementelor sub încărcări seismice [1].

2.2.3. Cutremurul din România de la 4 martie 1977 Cutremurul de la 4 martie 1977 a fost unul din cele mai puternice cutremure care

au afectat Ńara noastră, având o magnitudine mai redusă decât cea a cutremurului din anul 1940. Acest cutremur face parte din categoria de cutremure subcrustale din regiunea Vrancea care constituie principala sursă seismică de pe teritoriul României. Cutremurul a provocat mari pierderi materiale şi de vieŃi omeneşti. Conform datelor care au fost furnizate la acea vreme s-au înregistrat peste 1570 de victime, peste 11 300 de persoane au fost rănite şi s-au prăbuşit sau avariat grav peste 35 000 de locuinŃe [2]. Pagubele au fost estimate la peste 2 miliarde USD (conform statisticilor oficiale). Majoritatea pagubelor materiale şi cele mai multe pierderi de vieŃi omeneşti (1391) s-au petrecut în Bucureşti.

Caracterizarea mişcării seismice. Cutremurul din 1977 se înscrie în clasa cutremurelor de adâncime medie, adâncimea focarului fiind aproximată la 109 km (cu circa 40 km mai aproape de suprafaŃă decât cutremurul din 1940) iar magnitudinea Gutenberg-Richter a fost M=7,2. DistanŃa epicentrală faŃă de Bucureşti a fost de 105 km. Cutremurul a avut ca trăsături distincte caracterul multişoc şi directivitatea accentuată a propagării mişcării pe direcŃia NE- SV. AcceleraŃia de vârf a terenului la înregistrarea INCERC, direcŃia N-S a avut valoarea de 194,93 cm/sec2, viteza de vârf a avut valoarea de 71,94 cm/sec iar deplasarea de vârf a terenului 16,31 cm.

Comportarea construcŃiilor metalice. Dintre clădirile multietajate din Romania se mentionează două clădiri care au suferit avarii semnificative: IPROMET – ADRIATICA si Palatul Telefoanelor.

- prima clădire (8 nivele, înăltime 32,0 m) a fost proiectată în 1932 într-un sistem de cadre fără contravantuiri verticale. În timpul seismului din martie 1977 au apărut deformatii plastice în structură, în special în stalpi de la nivelele inferioare, în zona planseelor. O deplasare plastică remanentă (deformaŃia orizontală maximă a fost de 160 mm) s-a putut constata usor, în raport cu cladirea alaturată nedeformată. Nu s-au produs fenomene de colaps în structura metalică.

- Palatul telefoanelor (12 nivele, înaltimea de 54,0 m) a fost proiectat de asemenea, în anul 1932 şi terminat cativa ani mai tarziu (înainte de 1940). Structura a fost proiectată în cadre fără contravantuiri verticale. După seismul din 1977 au fost observate avarii semnificative constând din zone deformate plastic, în special în zonele adiacente prinderilor grinzilor de stalpi. Nu s-au produs fenomene de cedare totală sau partială.

2.2.4. Mexico City, 1985

Cutremurul de pământ din 19 septembrie 1985 din Mexic a fost cel mai devastator cutremur de pământ din istoria Americilor, care a provocat 9 000 de victime, zeci de mii de răniŃi şi pagube de ordinul miliardelor de pesos. Cutremurul a avut loc pe 19 septembrie 1985


Bucuresti 2014

2.4

la ora 7:19 ora locală şi a avut o magnitudine de 8,1 pe scara Richter cu epicentrul la 350 de km în largul coastei mexicane a Pacificului, în zona de subducŃie a plăcii Cocos.

S-a înregistrat un număr foarte mare de victime - peste 10 000, iar pagubele au depăşit 5 miliarde USD. Unul din aspectele importante ale acestui cutremur l-a constituit amploarea deosebită a distrugerilor la o distanŃă foarte mare de sursă, în capitala Mexico City [f].

Stâlpii cu secŃiune chesonată din table sudate au avut cel mai mult de suferit. Datorită desprinderii tablelor sudate ce alcătuiau chesonul, s-a produs flambajul local al acestora, aceasta fiind cauza principală a prăbuşirii clădirii de 21 de etaje (Figura 2.3a). Au fost afectate de asemenea contravântuirile (Figura 2.3b) şi grinzile cu zăbrele transversale şi longitudinale [1].

a) b) Figura 2.3: Efectele cutremurului asupra clădirilor din complexul Pino Suarez: a) flambajul local la

stâlpii chesonaŃi; b) cedarea contravântuirilor (sursa: http://www.ngdc.noaa.gov [g])

2.2.5. Northridge, SUA, 1994

Seismul din Northridge (California) s-a produs în 17 ianuarie 1994, ora 4:31 a.m. (ora locală) şi a reprezentat un adevărat semnal de alarmă, scoŃând în evidenŃă vulnerabilitatea structurilor metalice la acŃiunea seismică. Şi-au pierdut viaŃa 61 de persoane, peste 670 persoane au suferit răniri serioase, iar pagubele materiale au depăşit 30 miliarde USD. Magnitudinea cutremurului a atins M=6,7 pe scara Richter iar adâncimea focarului a fost aproximată la circa 10-15 km. Epicentrul mişcării a fost foarte apropiat de cel al cutremurului din 1971 de la San Fernando (M= 6,7 pe scara Richter) şi de cel din 1987 de la Whittier Narrows (M=5,9 pe scara Richter) fiecare din cutremurele care au afectat Statele Unite între 1906 (San Francisco) şi 1992 (Big Bear). Deşi au existat unele dovezi clare care arătau că unele din soluŃiile structurale folosite erau susceptibile de avarii în cazul unui cutremur puternic, amploarea pagubelor a fost neaşteptată. Cutremurul a arătat că unele din


Bucuresti 2014

2.5

soluŃiile structurale folosite erau mult mai vulnerabile decât se anticipa [1]. Comportarea clădirilor metalice la acŃiunea cutremurului Northridge. Spre deosebire de cutremurul din 1989 de la Loma Prieta care a avut epicentrul la distanŃă mare de oraşul San Francisco, cutremurul de la Northridge a avut epicentrul în imediata apropiere a oraşului Los Angeles. Ca urmare, un număr mare de clădiri au fost avariate ori s-au prăbuşit (circa 200 clădiri prăbuşite şi peste 5600 avariate) [8]. Un element surprinzător l-a constituit însă comportarea nesatisfăcătoare a multor clădiri cu structură metalică. Îmbinările folosite curent în practică (Figura 2.4) erau considerate capabile să dezvolte rotiri plastice semnificative, de ordinul 0,015 la 0,02 rad., fără o scădere semnificativă a capacităŃii portante [1].

Figura 2.4 Îmbinare riglă-stâlp folosită în Statele Unite

2.2.6. Hanshin - Kobe, Japonia, 1995

La 17 ianuarie 1995, ora 5.46 a.m. Japonia a fost afectată de cel mai distrugător cutremur pe care l-a avut, de la cel din anul 1923. Epicentrul s-a situat în zona insulei Awaji, iar miscarea seismică s-a produs datorită unei alunecări a terenului pe falia care trece la sud de insulă şi prin apropierea oraşului Kobe. Cutremurul a fost foarte asemănător celui de la Northridge, numai că acest cutremur faŃă de cel menŃionat s-a produs într-o zonă foarte dezvoltată economic şi intens populată. S-a înregistrat un număr mare de victime, peste 5100 de persoane şi-au pierdut viaŃa, iar pagubele materiale au depăşit 100 miliarde USD. În lunga listă a cutremurelor care au afectat Japonia cutremurul de la Kobe a fost primul care a cauzat distrugeri importante structurilor metalice considerate moderne. Este cu atât mai interesant de remarcat că zona a fost reconstruită din temelii în ultimii 50 de ani, datorită distrugerilor din timpul celui de-al doilea război mondial [1].


Bucuresti 2014

2.6

2.2.7 Sichuan - Wenchuan, China, 2008

Cutremurul din 12 mai 2008 care a afectat provincia Sichuan din China a avut 7,8 grade pe scara Richter şi a fost cel mai puternic cutremur produs în China în ultimii 32 de ani, dupa seismul din 1976 soldat cu moartea a 300.000 de oameni. Conform unor estimari recente, datorita cutremurului şi-au pierdut viata peste 80.000 de oameni, 380.000 de oameni au fost raniti, 3,5 milioane de gospodarii rurale distruse sau avariate, 1,66 milioane locuinte urbane distruse sau avariate rezultand în urma acestora peste 4,5 milioane de sinistrati. Pierderile directe suferite de Statul Chinez în urma acestui mare cutremur a fost de aproximativ 100 miliarde de dolari [3].

In orasul Yingxiu, epicentrul nominal, acceleraŃia reală 1g fata de 0,1 g în harta de zonare, a fost 90% distrus

2.2.8 Maule, Chile 2010

Cutremurul din Maule - Chile a avut loc la data de 27 februarie 2010, ora UTC 6:34, cu intensitatea de 8,8 grade pe scara Richter la 92 km nord-est de Concepción în regiunea del Maule, Chile. Acesta a fost unul dintre cele mai intense cutremure care au avut loc în ultimii 50 de ani în Chile, fiind clasat pe locul cinci după intensitate pe glob. Hipocentrul se afla la o adâncime de 35 km. Cutremurul iniŃial a fost urmat de peste 70 de mişcări seismice de intensitate mai redusă. Din epicentru (figura 2.5), cutremurul a avut o rază de 200 km, cel mai intens fiind afectate localităŃile Talcahuano, Arauco, Chiguayante, Canete şi San Antonio, el fiind simŃit chiar în Santiago de Chile, aflat la distanŃa 300 de km. În oraşul Concepción (peste 215.000 loc.) s-au înregistrat cele mai mari pagube materiale şi cei mai mulŃi morŃi. De pe urma cutremurului au avut de suferit direct sau indirect peste 2 milioane de oameni [4].

Figura 2.5: Harta cu epicentrul seismului din Chile 2010


Bucuresti 2014

2.7

S-au produs numeroase replici seismice puternice, care chiar după o săptămână au continuat să afecteze clădirile avariate. Pagubele au fost estimate la aproximativ 30 miliarde dolari, reprezentând 15…20% din PIB [4].

În perioada 1 – 15 martie au fost prezentate trei rapoarte preliminare privind spectrele obŃinute din înregistrările seismice şi comparaŃii ale acestora cu cerinŃele normei de proiectare seismică NCh433 [4].

In urma seismului din Chile din anul 2010 se pot trage urmatoarele concluzii: - acceleraŃia maximă înregistrată a fost de 0,56g; - spectrul de proiectare a fost depăşit în multe zone ale Ńării; - în staŃia de la Colegiul San Pedro din Concepcion au fost de aproximativ 0,6g

pe cele 3 direcŃii ortogonale!!!! - au fost raportate prăbuşiri de clădiri în Santiago şi alte oraşe, avarii la spitale,

poduri şi viaducte, cca. 450 de morŃi, posibil sute de dispăruŃi şi 1,5…2 milioane de sinistraŃi.

2.3 ObservaŃii şi concluzii

Cutremurele de pământ reprezintă în prezent cauza principală a pierderilor de vieŃi omeneşti şi a pagubelor materiale datorate dezastrelor naturale (58% din total). În cursul secolului XX au avut loc peste 100 de cutremure cu magnitudinea M >7,20 grade pe scara Richter, dintre care 20 au produs mai mult de 10 000 de victime fiecare iar 3 mai mult de 200 000 de victime. Studiile şi observaŃiile făcute după cutremure au arătat o creştere a numărului de victime omeneşti în zonele mai puŃin dezvoltate, corelată cu o valoare redusă a pagubelor materiale. SituaŃia este diametral opusă în cazul zonelor dezvoltate, unde efectele cutremurului se fac simŃite în principal prin valoarea mare a pierderilor materiale.

Comportarea bună a structurilor metalice la acŃiunea cutremurelor a făcut ca acestea să fie folosite pe scară largă. Primul semnal de alarmă asupra fiabilităŃii structurilor metalice l-a constituit prăbuşirea unor clădiri în cadre metalice multietajate la cutremurul din anul 1985, in Mexic. Aceasta îngrijorare a fost confirmată de distrugerile suferite de construcŃiile metalice din Statele Unite şi Japonia sub acŃiunea cutremurelor din 1994 şi 1995. Aceste probleme au demonstrat că este necesară îmbunătăŃirea prevederilor din normele actuale de calcul seismic.

Cutremurele menŃionate anterior au arătat că, pentru obŃinerea unei comportări corespunzătoare, îmbinările riglă-stâlp trebuie să susŃină rotiri plastice semnificative, fără o degradare semnificativă a capacităŃii de rezistenŃă.

ExperienŃa seismică prezentată mai sus a mai arătat că proiectarea bazată pe un singur criteriu nu mai este suficientă. În afară de condiŃia de evitare a colapsului, o proiectare modernă trebuie să asigure continuarea activităŃii instituŃiilor cu rol în acordarea primului ajutor în caz de catastrofe, limitarea riscului în cazul clădirilor cu factor mare de risc şi nu în ultimul rând, limitarea distrugerilor generalizate, care pot avea consecinŃe grave asupra economiei unei regiuni sau chiar Ńări.

3. Calculul structurilor în cadre metalice Ńinând seama de comportarea reală a îmbinărilor

Bucuresti 2014

3.1

CAPITOLUL 3

CALCULUL STRUCTURILOR ÎN CADRE METALICE łINÂND SEAMA DE COMPORTAREA REALĂ A ÎMBINĂRILOR

3.1. Introducere

Pentru structurile în cadre metalice multietajate în normele de proiectare îmbinările riglă-stâlp erau considerate conform cu realizarea constructivă articulate sau infinit rigide şi având rezistenŃă completă, din cauza simplificărilor pe care această reprezentare le aducea în calcul. Cercetările experimentale au arătat însă că îmbinările au o comportare situată între cele două extreme, îmbinările fiind caracterizate de valoare finită a rigidităŃii şi a capacităŃii portante. Astfel, îmbinările considerate articulate prezintă o anumită rigiditate la rotire iar îmbinările considerate infinit rigide au în realitate o rigiditate limitată. Acest lucru a condus pe de o parte la neglijarea aportului de rigiditate adus de îmbinările considerate articulate iar pe de altă parte au supraestimat rigiditatea îmbinărilor considerate infinit rigide, având ca efect o flexibilitate reală a structurii mai mare decât cea luată în calcul (Figura 3.1)[1].

Figura 3.1: RelaŃii moment-rotire pentru îmbinări uzuale [15]

Norma românească de calcul seismic P100-1/2006 restricŃionează utilizarea îmbinărilor riglă-stâlp semirigide sau cu rezistentă parŃială la realizarea clădirilor cu structură metalică. Normativul prevede ca formarea articulaŃiilor plastice să se producă în rigle sau la baza stâlpilor dar nu în îmbinări. Pentru a realiza acest lucru, momentul capabil al îmbinărilor riglă-stâlp trebuie să fie mai mare cu 20% decât momentul plastic capabil al riglei sau stâlpului adiacent îmbinării. Evenimentele seismice recente au arătat însă că pe lângă cele două proprietăŃi amintite, rezistenŃă şi rigiditate, în cazul solicitărilor seismice o caracteristică importantă a îmbinărilor o reprezintă ductilitatea, exprimată de exemplu prin rotirea plastică ce poate fi dezvoltată de îmbinare fără o reducere semnificativă a capacităŃii portante [1].


Bucuresti 2014

3.2

3.2. Calculul structurilor în cadre Ńinând seama de comportarea reală a îmbinărilor în conformitate cu norma europeană EN 1993-1.1 (Eurocode 3)

Calculul şi proiectarea unei structuri în cadre metalice presupune în mod tradiŃional că nodurile dintre grinzi şi stâlpi sunt fie foarte flexibile fie foarte rigide. În cazul grinzilor, dacă acestea sunt solicitate predominant la încovoiere, atunci nodurile sunt considerate fie articulate fie rigide (vezi Figura 3.2.a – pag. 3.3). Nivelul real de rigiditate al nodurilor poate avea o influenŃă mare asupra răspunsului structurilor, în special asupra celor necontravântuite şi cu noduri deplasabile. De aceea, aceasta procedură “tradiŃională” de analiză poate fi folosită atâta timp cât nodurile sunt complet rigide sau complet articulate. În cazul structurilor contravântuite cu noduri fixe, la care preluarea forŃelor laterale se face în principal de către sistemul de contravântuiri, rigiditatea nodurilor nu este atât de importantă ca în cazul structurilor necontravântuite.

Figura 3.2: Etapele procesului de proiectare bazat pe concepŃia tradiŃională a) şi pe utilizarea

comportării reale a nodurilor b) [5]


Bucuresti 2014

3.3

3.2.1. Clasificarea structurilor metalice Cadrele structurilor metalice sunt de mai multe tipuri, în funcŃie de sistemul de

alcătuire şi de comportarea structurii de rezistenŃă sub acŃiunea seismică. Fiecare dintre acestea are un comportament diferit la solicitările produse de seism. Structurile metalice se pot clasifica astfel:

- Structuri metalice cu cadre necontravântuite - Structuri metalice cu cadre contravântuite centric - Structuri metalice cu cadre contravântuite excentric - Structuri duale

3.2.2. Modelarea şi caracterizarea îmbinărilor

3.2.2.1. Modelarea îmbinărilor

Modelarea comportării îmbinărilor afectează răspunsul structurii şi de aceea îmbinările trebuie modelate corespunzător în analiză. În mod tradiŃional, următoarele tipuri de modelări sunt considerate: - După rigiditate: - Rigide - Articulate - După rezistenŃă - RezistenŃă totală - RezistenŃă parŃială - Articulate

Atunci când se face referire la rigiditatea la rotire a îmbinării, denumirea de rigid înseamnă ca între elementele îmbinate (de exemplu riglă – stâlp) nu apar rotiri relative, indiferent de nivelul încărcărilor exterioare. O îmbinare se poate considera articulată atunci când elementele îmbinate se pot roti liber. Din punct de vedere al rezistenŃei îmbinării, aceasta se consideră de rezistenŃă totală atunci când este mai puternică decât elementul mai slab al elementelor îmbinate, în timp ce îmbinările cu rezistenŃă parŃială sunt mai slabe decât elementele îmbinate. Aceste îmbinări de rezistenŃă parŃială sunt calculate să transmită forŃele interne şi nu să reziste la întreaga capacitate portantă a elementelor îmbinate. O îmbinare articulată nu transmite nici un moment încovoietor. între elementele îmbinate.

Tabel 3.1: Modelarea Imbinarilor

3.2.2.2 Caracterizarea îmbinărilor

Descrierea comportării unei îmbinări este dată de cele trei caracteristici de bază: rezistenŃă, rigiditate şi capacitate de rotire. În funcŃie de tipul de analiză globală, sunt necesare numai unele dintre caracteristici. În prezent există mai multe metode de


Bucuresti 2014

3.4

determinare a acestor caracteristici, dintre care cele mai utilizate în practică sunt următoarele:

- Metodele experimentale

- Metodele numerice

- Metodele analitice

Fiecare din metodele de mai sus au unele avantaje dar şi dezavantaje. Astfel, metodele experimentale furnizează rezultatele cele mai apropiate de cele reale, însă necesită un consum mare de timp şi de resurse. Metodele numerice se bazează în cele mai multe cazuri pe metoda elementului finit, oferă rezultate apropiate de cele reale însă pentru validarea rezultatelor este necesară calibrarea modelului numeric pe baza unor rezultate experimentale. Metodele numerice sunt dificil de utilizat în practica curentă de proiectare. Ultima dintre metodele prezentate mai sus, metoda analitica, este cea mai folosită în practica de proiectare, fiind metoda de bază în majoritatea normelor de proiectare. Aceasta metodă este aplicabilă însă doar la aplicaŃii standard [1]. 3.3. Calculul structurilor în cadre la acŃiuni statice

Alegerea metodei de analiză globală trebuie să Ńină cont de numeroşi factori, cum ar fi: deformabilitatea structurii, caracteristicile ei geometrice, proprietăŃile materialului sau acŃiuni. În funcŃie de acestea, se poate opta pentru un anumit tip de calcul. Rezultatele comparative ale acestor tipuri de analiză sunt prezentate în Figura 3.3.

Figura 3.3: ComparaŃie între tipurile de calcul Prima deosebire importantă ce poate fi făcută între tipurile de calcul este aceea

care separă metodele elastice de cele plastice. În timp ce calculul elastic poate fi folosit în toate cazurile, calculul plastic nu poate fi

folosit la toate structurile deoarece este supus anumitor restricŃii şi condiŃii suplimentare. Calculul plastic oferă în schimb şi avantaje, cum ar fi o reducere a greutăŃii structurii prin luarea în considerare a rezervei de rezistenŃă în domeniul plastic. De aceea, utilizarea


Bucuresti 2014

3.5

calculului plastic poate fi făcută doar la acele structuri care au redundanŃă structurală, care folosesc un oŃel ductil şi la care secŃiunile au o comportare plastică adecvată (secŃiuni de clasă 1). În plus, proiectantul trebuie să se asigure că îmbinările au capacitatea portantă cel puŃin egală cu cea a elementelor îmbinate; în caz contrar, trebuie să se asigure că ductilitatea îmbinărilor (capacitatea de rotire plastică) este mai mare decât valoarea rezultată din calcul [5]. 3.4. Calculul structurilor în cadre solicitate seismic 3.4.1. Criterii de proiectare

Proiectarea structurilor metalice în zone seismice se bazează în principal pe două strategii şi anume:

- structuri nedisipative

- structuri disipative

Structurile din prima categorie răspund acŃiunii seismice în domeniul elastic nefiind permisă plastificarea secŃiunilor. Spre deosebire de acestea, structurile din a doua categorie sunt proiectate astfel încât disiparea energiei seismice să fie făcută prin deformaŃii plastice în zonele disipative.

Capacitatea structurilor de a răspunde acŃiunii seismice în domeniul elasto-plastic permite proiectarea acestora la forŃe mai mici decât cele corespunzătoare răspunsului liniar elastic şi este reprezentată prin factorul de comportare q. AcŃiunea seismică este reprezentată printr-un spectru de răspuns elastic, Se(T). Prin raportarea spectrului elastic de răspuns la factorul de comportare q se obŃine spectrul de calcul Sd(T):

( 3.9) în care:

Sd(T): ordonata din spectrul de calcul Se(T): ordonata din spectrul de răspuns elastic q: factorul de comportare q

3.4.2. Prevederi referitoare la îmbinări

Atât Eurocode 8 cât şi norma românească P100-1/2006 permit formarea articulaŃiilor plastice în rigle sau în îmbinările riglă-stâlp, nefiind permisă formarea articulaŃiilor plastice în stâlpi, cu excepŃia sectiunilor de la baza acestora. Atunci când zonele disipative sunt localizate în rigle, îmbinările riglă-stâlp trebuie să posede o suprarezistenŃă suficientă pentru a permite dezvoltarea deformaŃiilor plastice în rigle. Atunci când prinderea se realizează prin sudură cu prelucrare în K, se consideră ca îmbinarea are o rezistenŃă suficientă. Atunci când însă se realizează cu sudură de colŃ sau cu şuruburi, este necesară îndeplinirea condiŃiei următoare

în care: Rd: rezistenŃa de calcul a îmbinării determinată cu EN 1993, Partea 1-8


Bucuresti 2014

3.6

Rfy: rezistenŃa plastică nominală a elementelor disipative îmbinate γov: coeficient de amplificare datorat variaŃiei limitei de curgere reale faŃă de cea nominală în elementele îmbinate. În cazul otelului S235 (OL37), valoarea coeficientului se poate considera 1,25.

3.4.3. Metode de calcul

Pentru determinarea eforturilor din seism, normele de proiectare folosesc două metode de analiză: - metode de analiză liniar-elastice

- metoda statică echivalentă - analiza modală folosind spectrul de răspuns

- metode de analiză neliniare - metoda statică neliniară (push-over) - metoda dinamică neliniară (time-history)

3.6. Concluzii

Îmbinările riglă-stâlp ale cadrelor metalice multietajate au o comportare reală caracterizată de valori finite ale capacităŃii portante şi rigidităŃii. Normele moderne permit folosirea acestor caracteristici reale în analiza şi dimensionarea structurilor.

În cazul structurilor solicitate preponderent la încărcări statice, este suficientă introducerea în analiza globală a caracteristicilor de rigiditate şi rezistenŃă. Studiul diferitelor componente ale îmbinării a arătat că, în conformitate cu metoda componentelor folosită de Eurocode 3, rezistenŃa unei îmbinări este dată de elementul cel mai slab din îmbinare. Pentru a se conforma judicios o îmbinare, componentele îmbinării trebuie sa aibă rezistenŃe apropiate. Supradimensionarea unei componente nu conduce automat la creşterea rezistenŃei sau rigidităŃii îmbinării. O influenŃă mare asupra rezistenŃei şi rigidităŃii îmbinării o are inima stâlpului.

În cazul structurilor supuse la încărcări seismice, pe lângă caracteristicile de rezistenŃă şi rigiditate este necesară întroducerea capacităŃii de rotire. Deşi reprezintă o caracteristică cel puŃin la fel de importantă ca şi rezistenŃa şi rigiditatea, capacitatea de rotire este tratată destul de sumar în normele de calcul iar prevederile se referă în principal la comportarea în domeniul static. Capacitatea de rotire însuficientă s-a dovedit a fi cauza principala a avariilor structurale înregistrate la ultimele cutremure. Au fost identificaŃi mai mulŃi factori care contribuie la reducerea capacităŃii de rotire sub încărcări seismice sau la creşterea necesarului de ductilitate în îmbinări: caracterul ciclic al mişcării, caracterul nesimetric al încărcării, viteza mare de deformare, caracteristicile mişcării seismice (perioada de colt, componentele verticale importante). Se impune deci luarea în considerare a tuturor acestor factori pentru a se putea determina atât necesarul real de ductilitate pentru îmbinări cât şi ductilitatea efectivă a acestora.

4. Calculul îmbinărilor şi soluŃii constructive pentru îmbinarea riglă - stâlp Bucuresti 2014

4.1

CAPITOLUL 4

CALCULUL ÎMBINĂRILOR ŞI SOLUłII CONSTRUCTIVE PENTRU ÎMBINAREA RIGLĂ - STÂLP

4.1 Clasificarea îmbinărilor riglă-stâlp 4.1.1 Clasificarea dupa modul de realizare

Îmbinările grindă-stâlp ale structurilor în cadre metalice se realizează ca: - îmbinări sudate - îmbinări cu şuruburi.

4.1.2 Clasificarea nodurilor după rigiditate

Comportarea la rotire a nodurilor se situează în multe cazuri între cele două limite definite anterior şi anume rigid şi articulat. Atunci când elementele îmbinării sunt suficient de rigide, între rotirea capătului grinzii şi rotirea panoului stâlpului sunt diferenŃe mici astfel că nodul poate fi considerat rigid. Un nod rigid are o rotire globală de corp rigid care este rotirea în nod (Figura 4.1.a)[5].

Dacă elementele îmbinării sunt flexibile, atunci comportarea grinzii se apropie de aceea a unei grinzi simplu rezemate. În acest caz, nodul poate fi considerat nominal articulat, iar rotirea relativă dintre capătul grinzii şi stâlp este liberă (Figura 3.6.c). Nodurile nominal articulate trebuie să fie capabile să transmită forŃele de calcul şi să permită producerea rotirilor rezultate.

Pentru cazurile intermediare, momentul transmis de îmbinare va conduce la rotiri relative finite între elementele îmbinate. Astfel de noduri se numesc semi-rigide (Figura 4.1.b). Nodurile semi-rigide trebuie să fie capabile să transmită forŃele şi momentele determinate prin calcul [5].

În Figura 4.1 sunt prezentate trei tipuri de noduri grindă - stâlp realizate cu şuruburi, care au proprietăŃi de rigiditate diferite şi care se apropie de clasificarea de rigid (a), semi-rigid (b) şi articulat c).

Figura 4.1: Exemple de noduri grindă-stâlp cu diferite nivele de rigiditate: a) nod rigid;

b) nod semi-rigid; c) nod articulat


4.2

4.2.2.3. Clasificarea nodurilor după rezistenŃă Un nod grindă-stâlp poate fi clasificat şi după momentul capabil astfel:

- nod cu rezistenŃă completă - nod nominal articulat - nod cu rezistenŃă parŃială.

Această clasificare se face prin compararea momentului rezistent de calcul a nodului Mj,Rd cu momentul plastic capabil a elementului îmbinat (de exemplu în cazul unei îmbinări grindă-stâlp, se compară momentul rezistent de calcul a nodului cu momentul plastic capabil al grinzii).

4.2.2.4. Clasificarea nodurilor după ductilitate

Un nod grindă-stâlp poate fi clasificat şi după ductilitate adică după capacitatea de rotire plastică. Ductilitatea (sau lipsa acesteia) are consecinŃe asupra tipului de analiză structurală care se poate utiliza. Astfel, clasificarea după ductilitate este similară cu clasificarea secŃiunilor elementelor şi exprimă capacitatea nodului de evita o rupere fragilă prematură (de exemplu ruperea în cordonul de sudură sau ruperea şuruburilor) şi de a permite dezvoltarea de rotiri plastice fără o reducere semnificativă a capacităŃii portante [5].

Clasificarea nodurilor după ductilitate se face în funcŃie de capacitatea de rotire, Φpl, corespunzătoare momentului rezistent plastic Mj,Rd (Figura 4.2).

Figura 4.2: Capacitatea de rotire a unui nod

Există trei clase de ductilitate (Figura 4.3 – pag. 4.3): - Clasa 1: Noduri ductile: un nod ductil este capabil să dezvolte momentul plastic capabil rezistent şi să prezinte o capacitate de rotire suficient de mare; - Clasa 2: Noduri cu ductilitate medie: un nod cu ductilitate medie este capabil să dezvolte momentul plastic capabil rezistent dar prezintă o capacitate de rotire limitată după atingerea acestui moment; - Clasa 3: Noduri fără ductilitate (fragile): cedarea prematură (datorită instabilităŃii sau ruperii casante a unei componente a îmbinării) apare în nod înainte de atingerea momentului plastic


4.3

capabil rezistent [5].

Figura 4.3: Clasele de ductilitate pentru noduri

4.2. Calculul îmbinărilor 4.2.1 Calculul îmbinărilor cu şuruburi 4.2.1.1 Introducere

Îmbinările structurale au rolul de a sigura transferul, total sau parŃial, al forŃelor de legătură între elementele pe care le conectează. În acest scop se pot folosi atât îmbinări sudate cât şi cele realizate cu şuruburi. Îmbinările cu şuruburi au avantajul că se realizează mai uşor, iar atunci când se folosesc ca îmbinări de montaj, pe şantier, permit mici adaptări dimensionale, în limita toleranŃelor admise. La realizarea unei îmbinări cu şuruburi se pot utiliza pentru prinderea pieselor de îmbinat, pe lângă şuruburi, elemente adiŃionale cum ar fi eclise, flanşe sau plăci de capăt, corniere de talpă, etc. În toate cazurile şuruburile au rolul de a fixa mecanic piesele interconectate [6]. 4.2.1.2 Caracteristicile şuruburilor

Caracteristicile mecanice ale şuruburilor folosite în mod curent în construcŃii metalice se prezintă în Tabelul 4.1. Toate grupele de şuruburi pot fi utilizate pentru realizarea îmbinărilor solicitate preponderent la acŃiuni statice. Pentru îmbinările care lucrează în regim de oboseală se recomandă şuruburi din grupele 8.8 şi 10.9, întrucât prezintă rezistenŃă ridicată la oboseală şi se caracterizează printr-o deformabilitate redusă [6]. Tabelul 4.1: Caracteristicile mecanice ale şuruburilor

Cea mai slabă secŃiune a unui şurub este în porŃiunea filetată. RezistenŃa unui şurub

este de obicei calculată folosind secŃiunea care lucrează la întindere (se mai numeşte secŃiune activă), definită ca medie între diametrul mediu măsurat la fundul filetului, dn şi diametrul mediu dm , aşa cum se arată în Figura 4.1 [6].


4.4

(4.1) Caracteristicile şuruburilor sunt în funcŃie de diametrul lor nominal d, lungimea

totală a tijei şi lungimea filetului.

Figura 4.4: SecŃiunea transversală a şurubului şi secŃiunea activă (Ballio, Mazzolani, 1983 [7])

4.2.1.3 Comportarea şuruburilor în îmbinare Capacitatea portantă a îmbinărilor cu şuruburi se determină considerând o

distribuŃie simplificată a tensiunilor în zona îmbinării, stabilită pe baza observaŃiilor experimentale. În funcŃie de modul în care se transferă forŃele de legătură între piesele îmbinate, se disting următoarele tipuri de îmbinări cu şuruburi (Figura 4.5) [6]:

1) îmbinări care lucrează la forfecare şi strivire, la care deplasarea relativă a pieselor îmbinate este împiedicată de tija şurubului;

2) îmbinări cu şuruburi de înaltă rezistenŃă pretensionate, care lucrează prin frecare; piesele care se îmbină sunt strânse între ele ca urmare a forŃei de întindere introdusă în şurub printr-o strângere controlată. Transferul forŃelor de legătură se realizează prin efectul de frecare ce ia naştere între feŃele pieselor în contact;

3) îmbinări la care şuruburile lucrează la întindere în tijă. În practică există situaŃii în care şuruburile sunt solicitate la acŃiunea combinată

a forŃelor de forfecare şi întindere în tijă.

Figura 4.5: Modul de lucru al îmbinărilor cu şuruburi (Trahair et al, 2001, [31])


4.5

4.2.2 Calculul îmbinărilor sudate Majoritatea îmbinărilor sudate sunt produse în ateliere. Prin proiectare trebuie

asigurată ductilitatea sudurilor. Această cerinŃă se poate rezolva prin respectarea unui set de reguli de proiectare. Pentru îmbinări structurale se foloseşte sudarea cu arc şi adaos de metal, cu mici excepŃii când se foloseşte sudarea prin contact. Când se foloseşte sudarea cu adaos, metalul de adaos trebuie să fie compatibil cu metalul de bază din punct de vedere al proprietăŃilor mecanice. Grosimea cordonului de sudură va fi de cel puŃin 4 mm. Sudurile pot fi suduri de colŃ, suduri în crestături şi găuri ovale, suduri cap la cap, suduri prin puncte şi suduri în crestături şi găuri evazate [6]. SR-EN 1993-1-8 prevede cerinŃe pentru lungimea efectivă a unui cordon de sudură de colŃ de grosime a, vezi Figura 4.6.

Figura 4.6: Definirea grosimii sudurii a.

4.3 Solutii constructive pentru îmbinarea grindă-stâlp care preiau momente

incovoietoare 4.3.1 Marci de oŃel folosite la realizarea îmbinarilor

Mărcile de oŃel care se folosesc la realizarea constructiilor metalice şi implicit la realizarea îmbinarilor sunt S 235, S 275, S 355, S 420 şi S 460 [6]. 4.3.2 Solutii constructive Pentru a obŃine noduri rigide şi cu rezistenŃă totală, în general trebuie împiedecate deformaŃia inimii stâlpului, a tălpii acestuia şi a plăcii de capăt a grinzii. Acest lucru se poate realiza prin întărirea inimii stâlpului cu rigidizări sau plăci sudate şi a celorlalte componente printr-un raport de grosimi ales judicios. În general nodurile grindă-stâlp care preiau momente încovoietoare sunt proiectate pe principiul formării articulaŃiei plastice în grindă sau îmbinare, evitându-se plastificarea îmbinării.Pentru acest scop există mai multe abordări de concepere a unei îmbinări, prin varierea diverselor componente ale acesteia. Desi există numeroase soluŃii tehnice de îmbinări rezistente la momente încovoietoare, sunt folosite cu precădere următoarele tipologii care îmbină grinzile de stâlpi, ambele elemente structurale având secŃiuni din profile I sau H [6]: - îmbinări cu placă de capăt şi şuruburi; - îmbinări cu prindere sudată a grinzii de stâlp; - îmbinări cu corniere.


4.6

4.3.3 Îmbinări cu placă de capăt şi şuruburi Caracteristicile îmbinării (momentul capabil şi rigiditatea) depind în acest caz de componente şi de variaŃia acestora. O listă cu principalele componente care pot schimba comportamentul şi caracteristicile acestui tip de îmbinare este dată mai jos [6]: - tipul plăcii de capăt folosite: de tip de precizie, extinsă sau extinsă cu rigidizări. Aceste tipuri de îmbinare sunt figurate în Figura 4.7 - grosimea plăcii de capăt; - diametrul şuruburilor; - rigidizările de compresiune/întindere pe panoul de inimă al stâlpului; - rigidizarea la forfecare a panoului de inimă al stâlpului.

Figura 4.7: Componentele principale ale unei îmbinări cu placă de capăt şi şuruburi. Figura 4.26 prezintă principalele elemente care compun îmbinarea cu placă de capăt. Placa de capăt extinsă este folosită de obicei atunci când se dorete o rezistenŃă sporită la momente încovoietoare, iar rezistenŃa nodului să fie apropiată de cea a grinzii metalice. Pentru a ajunge însă la o rezistenŃă a nodului comparabilă cu cea a grinzii, placa de capăt şi şuruburile trebuie să aibă grosimi respectiv diametre corespunzătoare. 4.4 Concluzii Calculul îmbinărilor riglă-stalp se face pentru soluŃia îmbinării cu sudură sau cu suruburi. Norma de proiectare europeană referitoare la îmbinări EN 1993-1-8 este una din cele mai consistente părŃi ale EN 1993. Pe plan european, practic în fiecare Ńară a Uniunii Europene, care a fost obligată să introducă acestă normă începând cu martie 2010, se manifestă un interes deosebit pentru elaborarea de astfel de recomandări, deoarece calculul şi proiectarea îmbinărilor în conformitate cu EN 1993-1-8 este destul de complicată, greu de aplicat şi în practica curentă de proiectare pot să apară erori de proiectare sau de interpretare a normei. O metoda relativ nouă ce este prezentată in prezentul capitol este şi metoda de calcul a îmbinarilor prin metoda componentelor. Această metodă împarte nodul în trei zone care sunt solicitate diferit, şi anume: zona solicitată la întindere, zona solicitată la compresiune si zona solicitată la forfecare.

5. Experimente ce pun în evidenŃă comportarea reală a îmbinărilor riglă -stâlp Bucuresti 2014

5.1

CAPITOLUL 5

EXPERIMENT CE PUNE ÎN EVIDENTĂ COMPORTAREA REALĂ A ÎMBINĂRILOR RIGLĂ-STÂLP

5.1. Aspecte generale

În prezentul capitol se tratează experimentul realizat de autor în Laboratorul de ConstrucŃii Metalice al U.T.C.B., atestat cu laborator de gradul I de ISC în anul 2002.

Acest experiment cercetează utilizarea îmbinărilor cu şuruburi la cadrele metalice rigide din zonele cu înalt risc seismic. În mod specific se folosesc îmbinările sudate în astfel de regiuni; degradările grave ale îmbinărilor produse în timpul cutremurelor Northridge (1994) şi Kobe (1995) au condus la căutări ale unor alternative mai sigure şi ieftine. Îmbinările cu şuruburi sunt mai ieftine şi sunt cunoscute că generează structuri cu frecvenŃe scăzute, atrăgând aşadar forŃe de magnitudine joasă în timpul unui cutremur. În ciuda beneficiului aparent al utilizării îmbinărilor cu şuruburi la construcŃia cadrelor metalice, lipsesc informaŃii concrete despre comportamentul efectiv al acestor structuri în timpul unui eveniment seismic.

Proiectarea structurii de rezistenŃă a clădirilor multietajate în zone cu o seismicitate ridicată are la bază, în cele mai multe cazuri, conceptul de structură disipativă, deoarece asigurarea unui r ăspuns elastic la un seism de calcul cu perioada de revenire de 475 de ani este în general neeconomică. Această modalitate de calcul, care este aplicată în procedura de calcul din norme prin utilizarea factorilor de reducere a forŃelor seismice q, acceptă degradări importante ale structurii de rezistenŃă în urma unui seism de calcul.

Se crede totuşi că, folosind criteriile de proiectare din normativele moderne, colapsul structurii poate fi eliminat, protejând vieŃile oamenilor.

Într-o încercare de a explora suplimentar eficacitatea îmbinărilor rigide, această cercetare studiază îndeaproape efectul rigidităŃii, capacităŃii şi flexibilităŃii îmbinării rigide asupra comportamentului unui cadru metalic folosind încercarea pe un nod grindă-stâlp.

Componenta experimentală a acestui proiect constă într-un subansamblu grindă-stâlp în mărime naturală care a fost testat în Laboratorul de ConstrucŃii Metalice al U.T.C.B., atestat cu laborator de gradul I de ISC în anul 2002.

Evaluarea degradărilor după cutremurul de la Kobe din 1995 a scos la iveală faptul că “flambajul şi plastifierea grinzilor” din structurile metalice au fost declanşate de rupturi “în îmbinările sudate grindă-stalp, dintre stâlpi din Ńeavă rectangulară şi grinzile în H” (Figura 5.1 – pag.5.2) [8]. S-a determinat că aceste rupturi au fost în principal cauzate de “rezistenŃa la fisurare” scazută a sudurilor. Cercetarea suplimentară a arătat că proprietăŃile materialului inadecvate ale sudurilor şi practicile deficitare din punct de vedere constructiv au contribuit la apariŃia degradărilor [9]. Astfel, folosirea îmbinărilor sudate în proiectarea şi construcŃia structurilor rezistente la cutremur au început sa fie puse la îndoială.

În cautarea unei alternative, a crescut în consecinŃă interesul faŃă de îmbinarile cu şuruburi. Îmbinările cu şuruburi sunt cunoscute ca fiind mai ieftin de realizat şi au ciclu de viaŃă mai mare


5.2

Figure 5.1: zona de initiere a fisurarii legaturii dintre grindă –stâlp (Tolchinsky,2001 [10]) În conformitate cu graficul de Accelerare Spectrală, construcŃiile cu frecvenŃe mici tind

sa atragă sarcini mici (Figura 5.2), ceea ce face ca legăturile cu şurub sa fie o opŃiune atrăgătoare faŃă de îmbinările sudate.

Oricum nu se cunoaşte suficient despre felul în care rigiditatea legăturilor cu şuruburi, rezistenŃa şi ductilitatea afectează abilitatea lor de a rezista la forŃele seismice. Lipsa unor analize comune şi calcule de proiectare care să se adreseze acestor îmbinări a împiedicat folosirea lor în zonele cu înalt risc seismic.

Figura 5.2: Graficul acceleraŃiei spectrale (Martini, 2008, [11])

Modelul Analitic

Folosirea modelelor analitice pentru a previziona comportamentul moment-rotire al îmbinărilor rigide a fost explorată de caŃiva cercetători. Diverse modele de curbe empirice şi matematice au fost dezvoltate în efortul de a înŃelege performanŃa îmbinărilor cu şurub în


5.3

condiŃii de încărcare seismică. În plus, cercetătorii au creat şi modele de elemente finite 2D şi 3D care încearcă să simuleze o îmbinare cu şurub supusă stresului.

Figura 5.3: ComparaŃia comportamentului modelului moment-rotire cu curbele de histerezis experimentale: (a) biliniar; (b) elastoplastica; (c) Ramberg-Osgood; (d) biliniar modificat (Kukreti and Abolmaali, 1999 [12]) La momentul actual se folosesc 4 tipuri de modele analitice, fiecare dintre acestea

idealizează curbele moment-rotire: biliniar, elastoplastic, Ramberg-Osgood şi bilinear modificat. Din diagramele care compară comportamentul modelului moment-rotire cu curbele histerezis experimentale se poate vedea ca diferitele tipuri de modele idealizează curbele moment-rotire experimentale cu diferite grade de acurateŃe [12].

În general, modelul elastoplastic este cel mai putin conservator [Figura 5.3(b)]; predicŃiile modelului bilinear modificat sunt cele mai bune [Figura 5.3(d)] şi reprezintă o îmbunătăŃire faŃă de modelul bilinear convenŃional [Figura 5.3(a)]. Altele decat modelul Ramberg-Osgood, care este folositor numai în zonele nestrangulate ale curbelor histerezice, aceste tipuri de modele sunt prea ideale pentru a determina în mod convingător capacitatea efectivă a unei îmbinări. Unele dintre cele mai folosite modele de curbe empirice includ modelul Fry şi Morris (1975) bazat pe formule polinomiale de putere neregulată, modelul de putere Ang şi Morris (1974), modelul cu patru parametri Richard şi Abbott (1975), modelul exponenŃial Chen şi Lui (1985) şi modelul liniar Chen şi Kishi (1986). Datele folosite pentru a


5.4

dezvolta aceste modele sunt specifice unor teste vechi facute pe eşantioane mici în care gradul de pretensionare şi nu proprietaŃile efective ale materialului sunt discutabile.

Figure 5.4: ComparaŃie între modele de curbe empirice cu teste ciclice (Leon et al., 2004, [13])

Deşi multe dintre modelele discutate au rezultate rezonabile în comparaŃie cu datele

experimentale (figura 5.4), cel mai des ele previzionează fie în minus fie în plus rigiditatea şi rezistenŃa îmbinărilor. În plus, ele nu prezintă deloc siguranŃă în ceea ce priveste determinarea comportamentului îmbinărilor cu şuruburi [13].

În general, comportamentul efectiv al îmbinării este dificil de formulat într-o expresie matematică simplă datorită fenomenului complex ce apare între fiecare din elementele îmbinării cum ar fi contact, fricŃiune, aderenŃă şi condiŃii de alunecare. Oricum, modelele de elemente finite 2D şi 3D au arătat a fi în masură să prevadă eficient comportamentul adevărat al îmbinărilor cu şurub [14]. Deşi modelele 2D pot analiza numai problemele plane ele sunt mult mai eficiente decat modelele 3D complexe şi cu multe calcule.


5.5

5.2. Descrierea structurii

Figura 5.5: Vederea în plan a structurii şi o secŃiune verticala a SMRF. Structura de testat este un cadru metalic pe 11 nivele (parter+10 etaje), cu 3 travei şi

3 deschideri prezentată în figura 5.5. Înăltimea parterului şi a celor 10 etaje este de 3,50 m, deschiderea este de 6,00 m la fel şi traveea. Grinzile şi stalpii sunt de tip HEA, HEB si IPE.

Îmbinările dintre grindă şi stâlpi constau din prinderea plăcii de capăt de talpa stalpului, cu ajutorul şuruburilor de înaltă rezistenŃă, care sunt folosite pentru a îmbunătăŃi caracteristicile de încastrare ale îmbinării şi pentru a transfera forŃa taietoare. 5.3. Metoda de testare

Instrumentar

Instrumentarul folosit pentru această investigaŃie include: • Presa 60tf - este o presă manuală de 60 tf, iar dinamometrul folosit este de

100 tf (Figura 5.6 – pag. 5.6). Presa folosită face parte din echipamentele Laboratorului de ConstrucŃii Metalice al UTCB;

• Microcomparatoare UMF cu precizia de 1/100 mm - microcomparatoarele măsoară deformaŃiile şi deplasările cu precizia de 1/100 mm.;

Fiecare microcomparator a fost montat pe subansamblul grindă-stâlp cu scopul de a captura comportamentul local al îmbinării.

Microcomparatoarele în numar de 4 bucati au fost montate astfel: - Două microcomparatoare au fost montate de o parte şi de alta a tălpii la partea

superioară a nodului – acestea masoară deplasarea tălpii stâlpului faŃă de placa de capăt a grinzii (Figura 5.7 – pag. 5.6) ;


5.6

- Un microcomparator a fost montat in mijlocul tălpii la partea superioară a nodului – acesta măsoară deplasarea tălpii stâlpului faŃă de placa de capăt a grinzii în zona de mijloc (Figura 5.7)

- 1 microcomparator a fost montat între pardoseală şi grindă – măsoară deformaŃia grinzii (Figura 5.8)

Figura 5.6: Presa şi dinamometrul folosit la încercarea experimentală.

Fig.5.7 Microcomparatoare montate pe nod Fig.5.8 Microcomparatoare montate la baza presei


5.7

În figura 5.9 este arătat planul instrumentarului structurii fizice

Figura 5.9: Planul instrumentarului structurii fizice

Montarea instrumentarului

Înainte de montarea oricăror instrumente pe structură, suprafaŃa a fost curăŃată in prealabil şi zonele unde s-au montat microcomparatoarele a fost suficient de netedă, poziŃia exactă unde au fost amplasate microcomparatoarele a fost marcat cu rigla şi creionul. SuprafaŃa a fost curaŃată cu o combinaŃie de acid şi bază, începand cu acidul pentru a înlătura toată murdăria. După curăŃare s-a trecut la montarea microcomparatoarelor.

Datele de la fiecare microcomparator au fost citite şi notate într-un tabel. 5.4. Programul experimental şi calibrarea modelului 5.4.1. Specimenul pentru programul experimental

Dimensionarea îmbinării s-a realizat in conformitate cu metoda componentelor EN 1993-1-8. La acest specimen s-au folosit şuruburi M20 grupa 10.9 şi placă de capăt de 20 mm grosime. Sudurile între tălpi şi placa de capăt realizandu-se cu prelucrare în Y iar sudura între inimă şi placa de capăt cu sudura de colt de 5 mm.

Şuruburile M20 gr. 10.9 între elemente au fost pretensionate la 50% din capacitatea lor, prin aplicarea unui moment la cheie de 40daNm

Stâlpul şi grinda sunt din profil HEA 220.


5.8

5.5. Descrierea experimentului

Componenta experimentală

Pentru încercarea efectuată, au fost masurate forŃele în trepte şi deformaŃiile cu ajutorul microcomparatoarelor cu precizia de masurare de 1/100 mm, creandu-se astfel posibilitatea de trasare a diagramelor de tip forŃă- deformaŃie care definesc comportarea elementelor încărcate şi permit stabilirea valorilor caracteristice (rezistenŃa la curgere, la rupere, la alungire, etc.)

Imbinarea realizată este una din zona nodului între stâlpul de colŃ şi grinda de la ultimul nivel. Pentru a putea fi încercată în Laboratorul de ConstrucŃii Metalice din cadrul U.T.C.B., s-au confecŃionat în uzină construcŃii ajutătoare care au fost montate la capete pe grindă şi pe stâlp astfel încât aceasta să poată fi poziŃionată între prese. ConstrucŃiile ajutatoare sunt reprezentate de două flanşe rigidizate ce au un inel de centrare pentru a putea fi prinse între capetele articulate ale presei. Toate sudurile au fost efectuate în şamfren.

Proba a fost montată între presele standului de încercare la compresiune cu încovoiere(Figura 5.10) prin intermediul unor piese ajutatoare de tip flanşe, centrate şi sudate pe axa verticală a elementului supus la compresiune cu incovoiere. Pentru a se înregistra deformaŃii elocvente, s-au montat 5 microcomparatoare dintre care trei la partea superioara a nodului, unu la bază ce masoară forŃa, iar celalalt microcomparator care se află la baza presei a fost legat independent de un fir de constantan ce trece printr-o rola prinsă la partea superioară a grinzii (în zona acŃionării forŃei dată de presă).

Proba pregătită şi finalizată din punct de vedere al poziŃionării a fost încărcată în trepte succesive de cate 10 kN. Pentru fiecare treapta de incărcare s-a realizat cate o citire ce a fost trecută in fisa de incercări din Anexa B. Incărcarea maximă la care s-a ajuns a fost de 220 KN, încărcare la care proba a intrat în curgere.

Figura 5.10: Subansamblul grindă-stâlp aşezată pe poziŃie


5.9

5.6. Rezultatele testelor Citirile microcomparatoarelor pentru treptele de încarcare sunt prezentate mai jos in tabel 5.1 Tabel 5.1:Tabel cu treptele de încarcare a presei si citirile de pe microcomparatoare TREAPTA DE INCARCAE

(KN)

M1 x 0,01 mm M2 x 0,01 mm M3 x 0,01 mm M4 x 0,01 mm

citire ∆ citire ∆ citire ∆ citire ∆

0 1 2 3 4 5 6 7 8

0 0 0 0 0 0 0 0 0 10 0 0 1 1 0 0 0 0 20 3 3 5 4 1 1 1 1 30 5 2 8 3 3 2 3.5 2.5 40 7 2 12 4 5 2 6.5 3 50 10 3 16 4 7 2 10 3.5 10 2 -8 4 -12 2 -5 -2 -12 50 10 0 17 1 7 0 11 1 60 12 2 20 3 9 2 14 3 70 15 0 26 6 12 3 19 5 80 15 0 32 6 21 9 31 12 90 19 4 40 8 27 6 36 5

100 24 5 49 9 35 8 41 5 10 4 -20 15 -34 11 -24 10 -31

100 27 3 50 1 33 -2 41 0 110 33 6 61 11 43 10 46.5 5.5 120 41 8 72 11 53 10 52 5.5 130 52 11 92 20 69 16 59 7 140 68 16 119 27 93 24 69 10 150 83 15 146 27 116 23 88 19 160 105 22 188 42 154 41 91 3 165 113 8 202 14 165 11 95 4 170 131 18 240 38 197 32 107 12 175 149 18 273 33 226 29 117 10 180 174 25 321 49 265 39 131 14 180 177 3 327 6 270 5 133 2 187 227 50 426 99 347 77 164 31 200 293 66 561 135 453 106 207 43 200 337 44 663 102 537 84 239 32 200 347 10 688 25 558 21 247 8 20 311 -36 571 -117 428 -130 63 -184

220 420 173


5.10

Unde M1 – microcomparator –pozitionat pe talpa stanga stalp la partea superioara a nodului M2 – microcomparator – poziŃionat pe talpa dreapta stalp la partea superioara a nodului M3 – microcomparator – poziŃionat în dreptul inimii stalpului la partea superioara a nodului M4 – microcomparator – poziŃionat intre pardoseala si grinda in zona de actionare a fortei Momentul dat de forŃa presei este : M = Fxd, unde F= N x cos 450 N = treapta de incarcare a presei (vezi tabelul 5.1) d = distanŃa de la punctul de aplicare a forŃei pana la zona dintre placa de capat a grinzii si talpa stalpului d= 0,824 m – masurat, iar W = 515,3 cm3

Tabel 5.2: Momentul in nod dat de forŃa transmisa de presa si rezistenŃa de calcul σ TREAPTA DE INCARCAE

(KN)

Moment (KNm)

σ = M / W (daN/cm2)

0 1 2

0 0 0 10 5,827 113,1 20 11,653 226,2 30 17,480 339,3 40 23,306 452,4 50 29,133 565,5 60 34,959 678,6 70 40,786 791,7 80 46,612 904,8 90 52,439 1017,9

100 58,265 1131,0 110 64,092 1244,1 120 69,918 1357,2 130 75,745 1470.3 140 81,571 1583.4 150 87,398 1696,5 160 93,224 1809,6 165 96,137 1866,2 170 99,051 1922,8 175 101,964 1979,3 180 104,877 2035,9 187 108,956 2115,0 200 116,530 2262,0 220 128,183 2488,3


5.11

Interpretarea rezultatelor

Pe baza rezultatelor obŃinute se traseaza diagramele ForŃa-Deformata pentru fiecare zona unde au fost montate cele 4 microcomparatoare.

In figurile de mai jos sunt prezentate aceste diagrame.

Figura 5.11: Graficul de cedare FORTA- DEFORMATA pentru microcomparatorul M1



5.12



In figurile 5.15, 5.16, 5.17, 5.18, 5.19, 5.20 si 5.21 – pag 5.13, sunt aratate poze de la desfasurarea experimentului in diferite etape, si anume de la pozitionarea probei intre presele


5.13

standului de incercare si pana la plasticizarea nodului sub incarcarea data de presa (aceasta incarcare maxima este de 220 KN)

Fig. 5.15: Pozitionarea cadrului in presa Fig. 5.16: Montarea microcomparatoarelor

Fig. 5.17: Indicarea deplasarii sub efort Fig. 5.18: Imagine de ansamblu in timpul incercarii

Fig. 5.19: Indicarea deformarii talpii sub efort Fig. 5.20: Deplasarea maxima rezultata in urma incercarii


5.14

Fig. 5.21: Stalpul a ajuns in domeniul plastic

5.8 Concluzii

O alternativă la îmbinările sudate o reprezintă îmbinările cu şuruburi. Deşi încă nu au fost complet evaluate din punct de vedere al eficacităŃii lor, îmbinările cu şurub reprezintă o opŃiune atractivă pentru construirea structurilor rezistente la cutremure. Nu numai că îmbinările cu şurub sunt usor de fabricat, inspectat şi instalat dar ele atrag forŃe mici în timpul evenimentelor seismice.

Testul experimental prezentat în cadrul prezentului capitol a fost efectuat pe specimen la scară naturală în cadrul laboratorului de încercări al departamentului de ConstrucŃii Metalice al U.T.C.B., atestat cu laborator de gradul I de ISC în anul 2002.

In majoritatea cazurilor, îmbinările riglă-stâlp sunt supuse pe lângă încovoiere şi forfecare, la eforturi de compresiune şi întindere. Aceste eforturi suplimentare au o influenŃă semnificativă asupra rigidităŃii la rotire, asupra momentului rezistent de calcul şi a capacităŃii de rotire a nodului. Acesta este şi motivul pentru care aplicarea lui EN 1993-1.8 este limitată pentru noduri în care forŃa axială ce acŃionează în îmbinare (NSd) trebuie să fie mai mică decât 5% din rezistenta de calcul la forŃă axială a grinzii îmbinate (Npl,Rd). Se poate observa din experiment că cedarea s-a produs în talpa stalpului adiacent plăcii de capăt a grinzii, deoarece grosimea acestuia este cu mult mai mică decât grosimea plăcii de capăt. Se recomandă ca stâlpul sa fie prevăzut în zona imbinării, cu placă de capăt avand aceeasi grosime ca placa de capăt a grinzii, în loc de talpă.

Comparând rezultatele obŃinute pe cele două căi (calcul cu metoda componentelor şi experimental) s-a observat o diferenŃă redusă în ceea ce priveşte momentul rezistent capabil al îmbinării Mj,Rd. Valoarea acestuia fiind mai redusă în cazul rezultatelor din calcul obŃinut cu ajutorul metodei componentelor.

Metoda de calcul cea mai utilizată pentru dimensionarea îmbinărilor între elementele structurilor metalice este metoda componentelor, principiile de aplicarere găsindu-se în EN1993-1.8 (pentru structurile metalice). Ea poate fi aplicată la majoritatea îmbinărilor realizate prin sudură şi/sau şuruburi. Metoda componentelor poate fi prezentată ca o aplicaŃie a binecunoscutei metode a elementelor finite pentru calculul îmbinărilor structurale. Ca o


5.15

caracteristică a metodei, nodul este considerat ca un tot unitar, şi este studiat în consecinŃă. Rezultatele acestor experimente vor evalua pe viitor comportamentul îmbinărilor cu

şurub supuse sarcinii seismice. Datele vor putea determina dacă o structură cu acest tip de îmbinare este suficient de maleabilă şi absorbantă de energie pentru a fi folosită în zonele cu înalt potenŃial seismic. În plus, modelul de element finit continuu 2D construit pentru aceasta investigaŃie va fi folosit pentru a prevedea funcŃionarea îmbinărilor cu şurub şi, în consecinŃă, va permite proiectanŃilor să determine cu uşurinŃă criteriile de proiectare, inclusiv dimensiunile şurubului, lucru care va optimiza eficienŃa şi rezistenŃa acestui tip de îmbinare.

6. Concluzii finale Bucuresti 2014

6.1

CAPITOLUL 6

CONCLUZII FINALE

6.1. ContribuŃii personale

În ceea ce priveste contribuŃia autorului trebuie menŃionat faptul că această teză de doctorat a pornit de la premiza comportării în realitate a unui nod de cadru metalic.

Pe baza rezultatelor obŃinute în cadrul tezei de doctorat, se pot extrage mai multe contribuŃii personale ale autorului, după cum urmează:

- realizarea unui studiu bibliografic cuprinzător privitor la istoria seismică a ultimilor 110 de ani, cu evidenŃierea clară atât a deficienŃelor de proiectare cât si a deficienŃelor de execuŃie a structurilor în cadre metalice pentru fiecare perioadă, deficienŃe care au stat la baza producerii de pagube materiale şi pierderi de vieŃi omeneşti. Studiul fiind însoŃit de istoria apariŃiei si dezvoltării normelor de calcul seismic din Ńările respective si de măsurile care au fost luate după fiecare cutremur.

- Studiu parametric folosind metoda componentelor din Eurocode 3 privind influenŃa componentelor din cadrul unei îmbinări asupra comportării de ansamblu a îmbinării;

- Conceperea, realizarea şi interpretarea unui program experimental dedicat studiului comportării reale a unui nod de cadru riglă-stâlp de tip rigid, imbinarea elementelor realizandu-se cu placă de capăt extinsă şi cu şuruburi pretensionate. Programul a fost realizat în vederea determinării rezistenŃei, rigidităŃii şi ductilităŃii nodurilor la încărcări monotone şi ciclice.

- Trasarea diagramelor forŃă-deformată pentru nodul de cadru riglă-stâlp de tip rigid; - Aplicarea şi validarea metodei componentelor pentru îmbinări riglă-stâlp realizate

cu placă de capăt extinsă şi şuruburi de înaltă rezistenŃă;

6.2. Continuarea cercetărilor

Datorită faptului că încercarea experimentală s-a facut doar pentru nodul de cadru riglă-stâlp de tip rigid, îmbinarea elementelor realizându-se cu ajutorul şuruburilor pretensionate, cercetarile preconizate pentru perioada următoare vor cuprinde încercari experimentale pentru un nod de cadru riglă-stâlp de tip rigid, în care îmbinarea elementelor se realizează cu ajutorul sudurii.

În acest fel se va verifica în realitate, modul de comportare a celor două tipuri de îmbinari.

De asemenea, se intenŃionează continuarea studiului numeric pe modelele cu element finit, pe baza testelor experimentale. Se are in vedere aici atât extinderea studiului prin considerarea unor viteze mari de deformare cât şi integrarea modelelor într-un model de îmbinare riglă-stâlp complet, pentru extinderea cercetărilor de la nivelul detaliilor de sudură la nivelul nodului.

6. Concluzii finale Bucuresti 2014

6.2

Se va analiza influenŃa diferitelor tipuri de imperfecŃiuni datorate fie procesului de producŃie fie unui montaj defectuos al structurii.

Se va continua dezvoltarea şi îmbunatatirea proiectarii prin metoda componentelor a elemetelor unei îmbinări riglă-stâlp şi introducerea in programele de calcul structural ce va avea ca finalitate verificarea imbinarilor realizate.

6.3. Articole publicate

1. Experiment ce pune în evidenŃă comportarea reală a îmbinărilor riglă –stâlp, publicat in Buletinul ŞtiinŃific al UniversitaŃii Tehice de ConstrucŃii Bucureşti, buletin nr. 4 din 2013, p5-10. 6p

2. Finite element analysis of beam-column bolted end-plate connections in steel frames, publicat in Bulletin of the Polytechnic Institute of Jassy, Construction, Architecture section, 2013, Vol. 63 Issue 4, p117-129. 13p.

Bibliografie Bucuresti 2014

B.1

BIBLIOGRAFIE

[1] Dinu F., Teză de doctorat “ContribuŃii la studiul comportării structurilor metalice în cadre multietajate cu noduri semi-rigide”, 2004

[2] Balan et all, – ’’Cutremurul de pământ din România de la 4 martie 1977’’, 1982

[3] Dr.ing. Emil Sever Georgescu – ’’Impactul Cutremurului Sichuan /Wenchuan, China

12 mai 2008, INCERC”

[4] Dr.ing. Emil Sever Georgescu - ”Cutremurul MW 8,8 Maule – Chile din 27 februarie

2010”

[5] Dubina D., Dinu F., Stratan A., ‘’Calculul structural global al structurilor metalice în

conformitate cu SR EN 1993-1-1 şi SR EN 1998-1: recomandări, comentarii şi

exemple de aplicare’’, 2010

[6] Dubina D., Grecea D., Ciutina A., ‘Calculul si proiectarea îmbinărilor Structurale din

otel în conformitate cu SR-EN 1993-1-8: recomandări, comentarii şi exemple de

aplicare’’, 2010

[7] Ballio G., Mazzolani F.M.: Theory and Design of Steel Structures, Chapman and

Hall, London, 1983 - SecŃiunea transversală a şurubului şi secŃiunea activă, figura 4.1

[8] Suzuki, T.,Ishii, T., Sakumoto, Y. and Mukai, A. [2003] “Plastic Deformation Capacity of Welded Beam-end Limited,” Technical Memorandum of Public Works Research Institute (3906), 391-400

[9] Mahmoud, H. N. and Elnashai, A. S., "A Framework for Hybrid Simulation of Semi-rigid

Steel Frames", STESSA 2009: Behaviour of Steel Structures in Seismic Areas,

Philadelphia, August 2009.

[10] Tolchinsky, T. [2001] “Finite Element Analysis of Northridge Connections,” MS thesis, Department of Civil Engineering, Washington University, St. Louis, Missouri.

[11] Martini, K. [2008] “The Theoretical Basis of Seismic Codes,” Architecture 721,

University of Virginia, Charlottesville, Virginia.

[12] Kukreti, A. R. and Abolmaali, A.S. [1999] “Moment-Rotation Hysteresis Behavior of

Top and Seat Angle Steel Frame Connections,” Journal of Structural Engineering

125(8), 810-820.

[13] Leon, R.T., Hu, J. W., and Schrauben, C. [2004] “Rotational Capacity and Demand in Top-and-Seat Angle Connections Subjected to Seismic Loading,” in Connections in Steel Structures V, eds. F.Bijlaard, A.M. Greisnigt, and G.J. van der Vegte (ECCS, Amsterdam, Netherlands ), pp. 201-210.

[14] Mahmoud, H. N. and Elnashai, A. S., "A Framework for Hybrid Simulation of Semi-rigid

Steel Frames", STESSA 2009: Behaviour of Steel Structures in Seismic Area

Site-uri

[a] http://www.eyewitnesstohistory.com/sfeq.htm – date despre cutremurul de la

San Francisco, 1906

[b] http://earthquake.usgs.gov - Efectele cutremurului asupra clădirilor figura 2.1, 2.2

Bibliografie Bucuresti 2014

B.2

[c] http://www.crispedia.ro/Cutremurul din San Francisco 1906

[d] http://www.roportal.ro/articole/cele-mai-mari-cutremure-4157-2.htm

[e] http://nisee2.berkeley.edu - Avarii la clădirile cu structură metalică, figura 2.2

[f] www.johnmartin.com/earthquakes – date despre cutremurul de la Mexico City, 1985

[g] http://www.ngdc.noaa.gov - Efectele cutremurului asupra clădirilor din complexul Pino

Suarez, figura 2.3

Date post:	08-Dec-2016
Category:	Documents
Upload:	hanhan
View:	261 times
Download:	5 times

Buzuleac A. Sebastian - Rezumat

Documents