Etude expérimentale des performances sismiques d'un froid - Le lac des cygnes de Shijiazhuang Co., Ltd

Rapports scientifiques volume 13, Numéro d'article : 4486 (2023) Citer cet article

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Détails des métriques

Pour les structures à ossature en acier léger composées de poutres en H en acier et de colonnes en acier formées à froid remplies de béton, des tests de comparaison des performances sismiques et des analyses de simulation numérique ont été effectués pour les ossatures nues et remplies. Les effets des panneaux muraux légers, le taux de compression axiale et l'épaisseur de paroi des sections en acier des colonnes sur les propriétés sismiques de la structure ont été étudiés. La défaillance de l'ossature nue était concentrée dans les ruptures de soudure au niveau des joints poutre-poteau. Lorsque les panneaux muraux ont été encastrés dans le cadre, les dommages se sont concentrés sur les coins et les bords des panneaux muraux et les connecteurs. Les panneaux muraux ont considérablement amélioré la rigidité initiale du cadre, la dissipation d'énergie et la résistance initiales, et le taux de dissipation d'énergie du panneau mural était initialement aussi élevé que 91 %. À mesure que le taux de compression axiale augmentait, la résistance de la structure diminuait considérablement. Sous chargement monotone, la résistance sur la structure avec un taux de compression axiale de 0,4 a été réduite de près de 44 % par rapport à la structure sans compression axiale. L'augmentation de l'épaisseur de paroi des sections en acier des colonnes a augmenté la capacité portante de la structure, mais l'augmentation a diminué avec l'augmentation de l'épaisseur de paroi.

Avec le développement rapide des bâtiments préfabriqués, l'application de structures en acier dans les bâtiments résidentiels augmente et la structure de l'enveloppe a retenu l'attention de l'industrie. La structure à ossature avec des panneaux muraux légers intégrés (c'est-à-dire une ossature remplie), composée de colonnes en acier formées à froid remplies de béton et de poutres en acier en forme de H laminées à chaud, est principalement utilisée dans les bâtiments de faible hauteur dans les zones rurales à forte intensité de fortification sismique. Les dommages au cadre sont principalement contrôlés par la charge horizontale. Bien que l'effet de second ordre sous charge horizontale augmente l'endommagement d'une charpente, il a peu d'influence sur l'ensemble de la structure du bâtiment de faible hauteur.

Les chercheurs ont étudié les éléments de construction en acier à parois minces formés à froid1,2,3,4,5, y compris la résistance au cisaillement des murs, la capacité portante des éléments verticaux, les performances des planchers composites, les joints des colonnes de l'ossature murale et de la poutre de plancher, les performances de connexion de la vis autotaraudeuse et les performances sismiques des structures, et les résultats montrent que ces structures ont de bonnes performances sismiques. Les performances des poteaux en acier à parois minces formés à froid et des poutres mixtes6,7,8 ont également été étudiées, et la formule de calcul de la capacité portante correspondante a été dérivée. La résistance au feu et la capacité de compression des poteaux composites en acier formés à froid remplis de béton9,10 ont été étudiées, et les poteaux composites ont montré une plus grande résistance à la compression. Les chercheurs ont effectué de nombreux travaux sur les performances des ossatures à murs remplis11,12,13, et les propriétés sismiques des structures à ossature murale en béton recyclé ont été étudiées, tout comme celles des structures à ossature avec des panneaux muraux légers. De plus, des essais sur table vibrante de structures de châssis avec des panneaux muraux extérieurs14 ont été effectués, et la performance d'action composite des panneaux muraux et des châssis15 a été étudiée. Les recherches ci-dessus se sont principalement concentrées sur les performances au niveau des composants ou sur les performances sismiques des bâtiments en acier à parois minces formés à froid, principalement pour les bâtiments à plusieurs étages et de grande hauteur. Il y a eu peu d'études sur les performances sismiques des charpentes légères préfabriquées en acier de faible hauteur adaptées aux zones rurales. Les performances sismiques des charpentes légères en acier composées de colonnes en acier à parois minces formées à froid remplies de béton et de poutres en acier en forme de H nécessitent des recherches supplémentaires. De plus, l'influence des panneaux muraux légers encastrés et de leurs connexions sur les performances de ce type de charpente en acier léger nécessite encore des recherches supplémentaires.

Lorsque les murs sont correctement disposés, les murs et le cadre sont joints pour résister à la charge horizontale, qui n'est pas seulement affectée par le matériau du mur mais également par les connexions entre les murs et la structure. L'épaisseur de paroi de la section en acier de la colonne composite est faible, et donc la performance globale de la connexion boulon-soudure et le mode de défaillance de la structure globale doivent être étudiés plus avant. Les connexions entre les panneaux muraux légers et le cadre en acier se présentent généralement sous la forme de connecteurs en forme de U et de joints de mortier. La résistance de la connexion du panneau mural à l'action horizontale du mur reste à étudier plus avant.

Dans cette étude, des expériences et des analyses par éléments finis ont été réalisées sur le cadre. Cette analyse a principalement comparé et analysé les cadres nus et remplis. L'analyse paramétrique de l'ossature nue a été principalement réalisée à l'aide de la méthode des éléments finis. Les influences du taux de compression axiale et de l'épaisseur de paroi de l'acier à paroi mince formé à froid des colonnes sur les performances structurelles ont été prises en compte. Les propriétés sismiques des structures à ossature métallique légère ont été obtenues et elles fournissent une référence pour la conception de structures métalliques légères assemblées dans les zones rurales.

Deux spécimens de modèle à l'échelle 1:2 à un étage et à une travée ont été conçus. L'acier était Q235B et la classe de résistance du béton était C35. La taille et la qualité du matériau du groupe de modèles d'éléments finis concordaient avec celles du groupe de test. Les spécimens sont répertoriés dans le tableau 1. Les colonnes avaient une section transversale rectangulaire composée de deux profilés en acier à lèvres à parois minces formés à froid. Les colonnes ont été remplies de béton pour éviter le flambage local causé par les larges branches et les parois minces du composant. Les joints des colonnes étaient reliés par des connecteurs plats fabriqués dans le même matériau que les colonnes. Les détails sont illustrés sur les figures 1a, b. La poutre de cadre a adopté des poutres en H en acier laminées à chaud qui étaient HN150 × 75 × 5 × 7. Le joint supérieur à l'extrémité de chaque colonne se présentait sous la forme d'un manchon extérieur qui était relié au manchon par des boulons de tension, et le manchon était relié à la poutre en acier en forme de H par soudage par boulon, comme illustré à la Fig. 1c,d.

Détails des poteaux composites et joints (unité : mm).

Le mur se composait de trois morceaux de panneaux muraux légers intégrés dans le cadre par des connecteurs en forme de U et du mortier de ciment. Un panneau mural léger est un mur préfabriqué économe en énergie qui est recouvert des deux côtés de dalles de silicate de calcium et rempli de béton de polystyrène expansé (EPS). Les détails généraux d'un spécimen SFW, la taille du mur et la structure de connexion sont illustrés à la Fig. 2.

Schéma d'ensemble SFW (unité : mm).

Selon les dispositions de l'essai de traction pour les métaux16, la taille des éprouvettes de traction en acier est illustrée à la Fig. 3. Les propriétés mesurées du matériau fini sont indiquées au tableau 2. Les boulons aux joints poutre-poteau étaient des boulons à haute résistance M12 et M16 de grade 10.9. Le béton a été coulé dans les sections des colonnes et les granulats grossiers et fins sont répertoriés dans le tableau 3. Trois blocs d'essai en béton ont été fabriqués et durcis pendant 28 jours dans les mêmes conditions. Les résultats mesurés pour la résistance à la compression17 sont présentés dans le tableau 4. Le panneau mural avait une résistance à la compression de 3,6 MPa et un coefficient de Poisson de 0,21.

Taille et éprouvettes physiques des éprouvettes de traction (unité : mm).

Pendant l'essai, le chargement a été arrêté lorsque l'une des conditions suivantes s'est produite : (1) la capacité portante était inférieure à 85 % de la charge ultime ; (2) une fissuration excessive de la soudure ou une coupure excessive des boulons s'est produite ; (3) un voilement local important des extrémités des poutres et des poteaux ou une déformation excessive des extrémités des poutres s'est produit ; (4) le coin du panneau mural était écrasé ou considérablement séparé du cadre; et (5) il y avait des fissures pénétrantes dans le panneau mural.

En raison des limites du site d'essai, l'actionneur MTS n'a appliqué que des charges alternatives horizontales, comme illustré à la Fig. 4, pour l'appareil chargé. Le servo-actionneur hydraulique MTS utilisé dans le test avait une course de ± 250 mm, une tension de 648 kN et une poussée de 1013 kN. Le taux de chargement était de 0,5 mm s−1, et le chargement de contrôle de déplacement15 a été adopté. Les étapes spécifiques étaient les suivantes : (1) lorsque Δ ≤ 8 mm, l'incrément de déplacement était de 1 mm ; (2) lorsque 8 < Δ ≤ 20 mm, l'incrément de déplacement était de 3 mm ; (3) lorsque 20 < Δ ≤ 40 mm, l'incrément de déplacement était de 5 mm ; et (4) lorsque Δ > 40 mm, l'incrément de déplacement était de 10 mm. Le système chargé est présenté dans le tableau 5.

Dispositif de chargement et aménagement du site.

Les données de déformation ont été recueillies à l'aide du système DH3816N avec 31 jauges de contrainte collées sur l'échantillon SF et 38 jauges de contrainte sur l'échantillon SFW. Les jauges de contrainte S1–S31 ont été utilisées pour mesurer les contraintes sur les poutres, les colonnes et les manchons, S32–S34 pour les connecteurs en forme de U et SC1–SC5 pour les panneaux muraux. Les jauges de contrainte S1–S12 mesuraient principalement la déformation de la colonne à différentes hauteurs. S31 a mesuré la contrainte sur l'âme de la poutre à mi-portée, et les jauges de contrainte restantes ont principalement mesuré la contrainte du manchon au niveau des joints poutre-poteau et la contrainte sur la poutre. Trois compteurs de déplacement, D1 à D3, ont été disposés sur chaque échantillon, près du pied de la colonne, au milieu de l'axe de la colonne et au milieu du manchon. Le déplacement de la colonne le long de la direction de chargement pendant l'essai a été obtenu. La disposition des points de mesure des éprouvettes est illustrée à la Fig. 5.

Disposition des points de mesure.

La défaillance partielle de l'éprouvette après le chargement d'essai est illustrée à la Fig. 6. Lorsqu'elle est chargée à 17 mm, la colonne composite de l'éprouvette SF émet un léger bruit et la contrainte sur le joint de la colonne commence à augmenter ; elle a rapidement dépassé la limite d'élasticité de l'acier. De minuscules fissures sont apparues dans les soudures au niveau du joint de la semelle inférieure de la poutre arrière pour des charges allant jusqu'à 40 mm. Les fissures ont continué à se développer et le développement de fissures au nœud était évident lorsque la charge était de 80 mm. La rupture de l'éprouvette SF était concentrée au niveau des joints poutre-poteau, et elle était caractérisée par une rupture de la soudure entre la poutre en acier et le manchon du poteau au niveau du joint poutre-poteau, avec une déformation importante du joint du manchon. Au moment du test, la variabilité de la déformation aux nœuds a été observée par le système d'acquisition de données. Lorsqu'ils étaient chargés à environ 40 mm, les courbes de changement pour la plupart des points de mesure dans l'instrument d'acquisition étaient relativement modérées, et un petit nombre de points de mesure montraient encore une tendance linéaire à la hausse. Lorsque de minuscules fissures sont apparues dans la soudure entre la poutre et le manchon du poteau, la contrainte dans la zone de soudage où les minuscules fissures sont produites a augmenté avec l'augmentation de la charge, les largeurs et les longueurs des fissures se sont développées et davantage d'énergie a été dissipée par le développement des fissures. Il n'y a eu aucun dommage apparent au cadre tout au long de l'essai, et la structure a quand même montré une ductilité supérieure lors des étapes ultérieures de chargement. Lorsque le joint poutre-poteau était joint par un modèle de soudure par boulon, la qualité de la soudure du joint était quelque peu affectée en raison de la faible épaisseur de paroi de l'acier profilé du manchon.

Photographies de l'échec de l'échantillon.

Pour l'échantillon SFW, lorsqu'il est chargé à 8 mm, la largeur de la fissure dans le mortier dans la partie supérieure du panneau mural ① a progressivement augmenté. Lorsqu'il est chargé à 14 mm, le mortier dans la fissure verticale s'est écaillé. Lorsqu'il est chargé à 17 mm, le panneau du panneau mural ③ a été partiellement endommagé. Lorsqu'il est chargé à 25 mm, l'écart entre le mur et le cadre a augmenté et une quantité importante du remplissage de mortier entre eux est tombée. Lorsqu'il est chargé à 30 mm, le connecteur inférieur du panneau mural a commencé à se déformer. Lorsqu'il est chargé à 40 mm, le coin supérieur gauche du panneau mural ① a été écrasé ; lorsqu'il est chargé à 50 mm, le panneau de revêtement mural au dos du panneau mural ① a été détruit. Lorsqu'il est chargé à 70 mm, le panneau mural ③ s'est séparé de la colonne et le mortier de remplissage entre eux est entièrement tombé. Lorsque la charge a atteint 80 mm, les panneaux muraux se sont séparés du cadre, le panneau mural s'est déplacé et une fissure d'environ 6 mm de large s'est formée dans le joint entre les panneaux muraux.

Les courbes charge-déplacement (P – Δ) des éprouvettes sont illustrées à la Fig. 7. En l'absence de compression axiale, l'enregistrement temporel de l'éprouvette SF était effilé, tandis que l'enregistrement temporel de l'éprouvette SFW avait une forme en S inversé, indiquant un effet de pincement plus prononcé. La raison en était qu'en l'absence de charge verticale, le glissement entre le panneau mural et le cadre était plus évident dans l'échantillon SFW. Le spécimen SFW présentait une asymétrie de charge positive et négative plus évidente que le SF. La principale cause en était l'accumulation de dommages sur l'éprouvette et le desserrement des boulons de liaison entre la poutre chargée et le cadre pendant l'essai.

Dépendance temporelle des courbes charge-déplacement.

Au fur et à mesure que la charge augmentait, la ligne de soudure près de la zone de joint de l'échantillon SF s'est fissurée, puis la contrainte s'est concentrée dans la zone de la fissure. La contrainte dans la zone de la fissure continue d'augmenter et le degré de la fissure à l'endroit où la microfissure est apparue devient de plus en plus sévère. Il n'y avait pas de nouvelles fissures dans d'autres parties de la structure. Au fur et à mesure que les petites fissures au niveau des joints continuaient à se développer, la déformation résiduelle de l'échantillon augmentait, la courbe charge-déplacement de l'échantillon s'élargissait progressivement et davantage d'énergie était dissipée. Le mortier entre le cadre et le panneau mural dans l'échantillon SFW s'est continuellement exfolié. En raison du décalage de rigidité entre le cadre et le panneau mural, la déformation n'était pas coordonnée, ce qui a entraîné des dommages d'abord au niveau du coin faible du panneau mural, puis le long de la partie faible du panneau mural entre les connecteurs, augmentant le degré de dommage. Initialement, les panneaux muraux et le cadre fonctionnaient ensemble, et le mur dissipait la majeure partie de l'énergie. Au fur et à mesure que le degré d'endommagement du mur augmentait, les connecteurs étaient progressivement endommagés et défaillants, ce qui affaiblissait la connexion entre le mur et le cadre et diminuait la consommation d'énergie du mur. L'effet de contrefiche équivalent du mur pendant la phase de chargement ultérieure a permis au mur de continuer à dissiper l'énergie.

La pente de la courbe a diminué avec le chargement, et la tendance à la baisse de la pente était plus évidente aux stades ultérieurs du chargement, indiquant que la déformation résiduelle de l'éprouvette augmente et que la rigidité de l'éprouvette se dégrade. Contrairement à une ossature nue, l'ossature à parois remplies est progressivement entrée dans le stade élastique-plastique et dans le stade plastique. Au stade élastique, le cadre rempli a joué un bon rôle et la rigidité globale de l'échantillon s'est améliorée. Au fur et à mesure que le chargement progressait, le mortier entre le panneau mural et le cadre tombait progressivement et la déformation continue du connecteur affaiblissait l'effet de connexion entre le mur et le cadre, de sorte que les performances de travail coopératives diminuaient et que la consommation d'énergie du cadre dominait progressivement. Dans la dernière étape du chargement, bien que le cadre et le mur aient été séparés, l'effet de contrefiche équivalent du mur faisait encore jouer au mur un certain rôle de dissipation d'énergie, mais les dommages au mur étaient importants et la capacité du cadre à résister aux charges latérales était réduite.

Les valeurs caractéristiques ont été déterminées par la méthode illustrée à la figure 8a. Les valeurs caractéristiques sont présentées dans le tableau 6 et la courbe squelette est présentée sur la figure 8b. Les courbes de squelette des spécimens SF et SFW étaient des lignes à double pointillé. La structure était encore capable de supporter la charge en cas de fissure de soudure ou de séparation du panneau mural de la charpente, indiquant que la structure était résistante à la rupture. La charge d'élasticité de l'échantillon SFW était de 30 à 40 % supérieure à celle des échantillons SF, tandis que l'augmentation de la résistance était plus proche de 79 à 96 %, ce qui indiquait que le mur avait un effet plus évident sur la résistance de la structure. La pente de la courbe du squelette était plus grande pour le spécimen SFW que pour le spécimen SF, ce qui indiquait que la rigidité initiale de la structure était significativement plus élevée lorsque le panneau mural léger était encastré dans le cadre.

Courbe squelette.

L'échantillon SF était en phase de déformation élastique lors de la phase de chargement initial, puis est entré dans la phase de développement plastique. Au fur et à mesure que le chargement progressait, des fissures continuaient de se développer et les dommages s'accumulaient. Au cours de la phase de chargement initiale, le mortier du spécimen SFW au niveau du joint entre le cadre et le mur n'est pas complètement tombé, et le cadre était dans une phase de déformation élastique, au cours de laquelle la rigidité des spécimens SFW était plus grande. Le mortier est ensuite progressivement tombé et s'est décollé, et un grand espace est apparu entre le mur et le cadre, qui s'est progressivement séparé. Dans les derniers stades de chargement, bien que les murs aient été détachés de la charpente et gravement endommagés, l'entretoise équivalente formée par le panneau de mur jouait toujours un rôle et supportait une partie de la charge horizontale.

La figure 9a montre la courbe de dégradation de la rigidité structurelle, et la courbe normalisée est montrée sur la figure 9b. La rigidité de l'échantillon SFW a fluctué alors qu'elle diminuait, augmentait légèrement puis diminuait, tandis que la rigidité de l'échantillon SF diminuait continuellement. L'augmentation de la rigidité du SFW était principalement liée à la compacité de la liaison entre le panneau mural et le cadre. Le mur a été installé pendant l'hiver. Le mortier aux joints a été affecté par les intempéries, et le mur et la charpente n'ont pas été entièrement remplis. Lorsque l'éprouvette était sollicitée, le joint s'ajustait plus étroitement, et ainsi la rigidité de l'éprouvette diminuait d'abord puis augmentait. Lorsque l'écart entre le mur et le cadre a augmenté, le cadre est entré dans la phase plastique et la rigidité de l'échantillon SFW a diminué.

Dégradation de la rigidité.

Le taux de réduction de rigidité plus rapide dans l'échantillon SFW était dû au plus grand espace entre le mur rempli et le cadre et à la capacité réduite des deux à coopérer. La rigidité de l'éprouvette différait notablement sous chargement positif et sous chargement négatif, ce qui était lié au glissement causé par le desserrage des boulons de la poutre de chargement. La rigidité initiale de l'éprouvette SFW était de 30 à 50 % supérieure à celle de l'éprouvette SF. Après chargement, les rigidités des deux éprouvettes ont diminué de 35 à 45 % de la rigidité initiale. Les rapports de la rigidité finale à la rigidité initiale étaient similaires dans les deux spécimens, indiquant que la structure était principalement déterminée par l'ossature lors du chargement tardif. La liaison effective entre le panneau mural et l'ossature s'est progressivement affaiblie et a disparu avec le chargement, et l'influence du mur sur les propriétés sismiques de la structure a progressivement diminué en raison de l'aggravation des dommages locaux du mur.

La courbe de dégradation de la capacité portante est illustrée à la Fig. 10. Lorsque Δ > 50 mm, la courbe de dégradation de la capacité portante de l'échantillon SF était relativement plate avec peu de variation numérique, ce qui indique que la capacité portante de l'échantillon n'a pas beaucoup diminué et que l'échantillon a continué à supporter la charge. Lorsque Δ < 50 mm, le coefficient de dégradation de la capacité portante de la structure a diminué rapidement et les tendances à la baisse des spécimens SF et SFW étaient fondamentalement les mêmes. Sous une charge négative, le degré de dégradation de la capacité portante était plus faible dans l'échantillon SFW que dans l'échantillon SF, reflétant l'effet de la résistance de la paroi sur la charge horizontale. Sous chargement vers l'avant, la différence entre les courbes de dégradation de la capacité portante des deux spécimens était faible et les parties médianes des courbes se chevauchaient. La raison principale était que le mur était très endommagé et détaché de la charpente, qui jouait un rôle majeur à cette époque. Au stade ultérieur du chargement, le mur a agi comme une entretoise équivalente, mais l'effet était faible en raison de la gravité de ses dommages.

Courbe de dégradation de la capacité portante.

Les diagrammes de déformation des points partiellement mesurés sont illustrés à la Fig. 11. Lorsque le déplacement de chargement dépassait 40 mm, la contrainte à certains points de mesure de l'échantillon SF dépassait la limite d'élasticité. La contrainte mesurée près de la base de la colonne était proche de la limite d'élasticité de l'acier et devrait être renforcée dans les conceptions. La contrainte de la colonne du cadre s'est développée rapidement dès le début du chargement, mais lorsqu'elle a atteint 40 mm, la contrainte a augmenté lentement dans tout sauf la région du joint. Après l'émergence d'une petite fissure dans le nœud, le nœud supportait une charge horizontale plus importante.

Courbes déformation-déplacement.

Les contraintes aux joints de l'éprouvette SFW étaient dans la limite d'élasticité, mais les contraintes à la base de la colonne étaient encore importantes. La contrainte sur le connecteur en U augmente après chargement à 10 mm, ce qui est lié au délestage du mortier et au fonctionnement du connecteur. Lorsqu'il est chargé à 40 mm, la contrainte de l'acier au point mesuré sur le connecteur dépasse sa résistance ultime. Le connecteur près de la diagonale a joué un rôle plus important en raison de l'effet de contrefiche diagonale du mur, ce qui indique également que le connecteur doit être disposé au niveau de la partie de force diagonale de ce type de mur léger. Au stade ultérieur du chargement, les dommages étaient principalement concentrés dans l'angle du panneau mural ① et du panneau mural ③ et se sont développés le long du bord du panneau mural. Les lectures de la jauge de contrainte étaient plus grandes près des coins. C'est principalement l'entretoise diagonale équivalente du mur qui a agi à ce stade, mais les dégâts aux angles ont été aggravés. Les dommages au mur se sont également développés verticalement le long des angles et les dommages ont progressivement traversé les panneaux muraux entre les connecteurs supérieur et inférieur. En tant que première ligne de défense pendant le chargement, les panneaux muraux ont continuellement dissipé l'énergie et réduit l'étendue des dommages au cadre. Au fur et à mesure que les dommages au mur empiraient et que le cadre supportait plus de charge, les contraintes augmentaient et l'énergie était continuellement dissipée. À un stade ultérieur, le mur agissait toujours comme une entretoise équivalente, mais à mesure que les dommages aux coins du mur augmentaient, le point de contact entre le mur et les joints poutre-poteau s'est déplacé vers le bas.

La capacité de dissipation d'énergie des spécimens est indiquée dans le tableau 7, où E est le coefficient de dissipation d'énergie et ξe est le coefficient d'amortissement visqueux équivalent. Le diagramme en colonnes de dissipation d'énergie est illustré à la Fig. 12. Le coefficient de dissipation d'énergie et le coefficient d'amortissement visqueux équivalent au pic étaient plus grands pour l'échantillon SF que pour l'échantillon SFW. Cela indiquait que le glissement entre le mur et le cadre était plus évident dans le spécimen SFW lorsque le panneau mural était encastré dans la structure. Dans les mêmes conditions de chargement, le développement plastique du cadre a été plus lent que celui de l'échantillon SF en raison de l'encastrement du panneau mural, ce qui signifie que l'échantillon SF a subi des dommages structurels plus importants. Au stade initial du chargement, le coefficient d'amortissement visqueux équivalent de l'éprouvette SF n'a pas beaucoup changé. Il a montré une tendance à la hausse avec le chargement, reflétant progressivement le développement de l'étape élastique à l'étape plastique. La grande valeur du coefficient d'amortissement visqueux équivalent pour l'échantillon SFW au stade initial du chargement suggérait que le frottement entre le panneau mural et le connecteur jouait un rôle, mais la diminution rapide indiquait que l'effet de frottement disparaissait progressivement. Le coefficient augmentait progressivement puis diminuait avec le chargement. Cette évolution était principalement liée au développement progressif de la plasticité de l'ossature, à la disparition progressive de la liaison effective entre le mur et l'ossature, et à l'aggravation des dommages aux murs. Plus tard, ξe a augmenté plus rapidement pour le spécimen SF que pour le spécimen SFW, ce qui était lié à la mesure dans laquelle la plasticité du cadre s'est développée.

Histogramme de dissipation d'énergie.

Étant donné que les panneaux muraux ont participé à la dissipation d'énergie, le SFW a consommé plus d'énergie totale que le spécimen SF. Au début, la consommation d'énergie du spécimen SFW était principalement basée sur le mur et s'est progressivement développée en un cadre capable de supporter plus de charges et de dissiper plus d'énergie. Au début, les deux spécimens étaient au stade élastique, de sorte que la consommation d'énergie du mur dans le spécimen SFW a été calculée comme étant proche de 91 %, ce qui indique que le mur agissait comme la première ligne de défense sismique. Avec l'augmentation de la charge, les dommages au mur ont augmenté, le joint s'est fissuré, le mortier est tombé, le cadre et le mur se sont progressivement séparés et la capacité de dissipation d'énergie du panneau mural s'est affaiblie. Plus tard, les valeurs de consommation d'énergie des deux spécimens n'étaient pas très différentes, ce qui indique que si le mur dissipait de l'énergie à travers une entretoise diagonale équivalente, c'était le cadre qui jouait le rôle principal à ce moment.

Un modèle de la structure en acier léger a été établi par ABAQUS pour l'analyse des paramètres. Les influences du taux de compression axiale et de l'épaisseur de paroi de l'acier profilé de la colonne composite sur les propriétés structurelles ont été étudiées dans les deux modes de chargement. Pour améliorer le taux de réussite des calculs, les hypothèses suivantes ont été faites : (1) la qualité de la soudure dans la structure de l'ossature était fiable. (2) La connexion de la colonne composite était fiable et aucune fissuration ne s'est produite pendant le processus de chargement.

Le modèle a été établi en fonction de la taille du test. La poutre de l'ossature, les poteaux composites, les connecteurs, les boulons, etc. du modèle étaient tous des éléments continus C3D8I. Parce qu'il y avait de nombreux composants dans le modèle qui impliquaient le contact, la contrainte et l'interaction, cet élément pouvait être mieux réalisé et avait une meilleure précision de calcul que les autres options. Le modèle constitutif pour l'acier était un modèle trilinéaire avec les données de matériaux tirées des essais de matériaux. Le modèle constitutif du béton était le modèle CDP, le modèle développé par Han18 a été utilisé comme relation constitutive de compression et le modèle de traction du béton a été utilisé comme relation constitutive de traction19. Les paramètres du modèle CDP sont donnés dans le tableau 8. En raison de l'hypothèse de qualité de soudage fiable du modèle, une contrainte d'attache a été adoptée dans les positions de soudage, telles que poutre et manchon, raidisseur et poteau, poteau et plaque de recouvrement. Le contact surface à surface a été utilisé entre les boulons et la colonne, les poutres, le manchon et entre le béton et l'acier à paroi mince formé à froid, le comportement tangentiel a été pris en compte avec la pénalité, et la force normale a été prise en compte avec le contact dur. Les coefficients de frottement étaient de 0,6 entre l'acier et le béton et de 0,45 entre l'acier et l'acier.

Les conditions aux limites étaient les mêmes que dans le test. Pour la commodité d'imposer des conditions aux limites et des charges, quatre points de référence RP1 à RP4 ont été définis dans le modèle pour imposer un couplage cinématique avec une certaine surface. La plaque de base (RP1) a été entièrement consolidée et le haut de la colonne (RP2, 2RP3) a été soumis à des contraintes de translation dans la direction x et à des contraintes de rotation dans les directions y et z en tant que points d'application de charge verticale. Le manchon RP4 a appliqué une charge alternative. Le modèle et les points de référence sont illustrés à la Fig. 13. Le modèle devait être segmenté en une forme régulière et une grille globale de 30 mm a été définie. Ensuite, le manchon, les joints poutre-poteau et le trou de boulon ont été affinés.

Modèle et points de référence.

Les figures 14a à d montrent la comparaison des articulations, des courbes de squelette, de la capacité portante et des courbes de dégradation de la rigidité. Dans la figure, SF (T) représente l'éprouvette SF et SF (NM) représente le modèle de vérification par éléments finis SF. La comparaison entre le test et les résultats des éléments finis a montré que les courbes de squelette des deux étaient en bon accord. Étant donné que le modèle d'éléments finis était partiellement idéalisé, il y avait quelques différences entre les deux calculs. La résistance de la courbe squelette de la simulation par éléments finis était d'environ 10 % inférieure à celle de l'essai, la différence de charge d'élasticité est inférieure à 4 % et la tendance de la courbe était cohérente. Dans le modèle d'éléments finis, la structure présentait une contrainte importante au niveau du joint entre la semelle de la poutre et le joint du manchon, ce qui était cohérent avec le phénomène selon lequel la contrainte au niveau de la soudure du joint était trop importante pour se rompre au moment du test.

Vérification du modèle éléments finis.

Le modèle a été soumis à un chargement cyclique et à un chargement monotone avec des taux de compression axiale de 0, 0,2 et 0,4. Les courbes charge-déplacement sont présentées à la Fig. 15. Le tableau 9 répertorie les valeurs caractéristiques pour différents taux de compression axiale. Pour un taux de compression axiale de 0,4, la résistance au chargement positif a diminué de manière significative et la résistance au chargement négatif a diminué, mais pas de manière significative. Les courbes pour différents taux de compression axiale avant de céder coïncidaient essentiellement, indiquant que la charge verticale avait peu d'effet sur la rigidité initiale du cadre nu. Lorsque la structure a cédé, la structure est rapidement entrée dans la phase plastique avec un taux de compression axiale croissant, ce qui indique que plus le taux de compression axiale était élevé, plus la résistance était faible. Dans le cas d'un chargement monotone, la résistance de l'éprouvette avec un taux de compression axiale de 0,4 a été réduite de 44 % par rapport à l'éprouvette sans compression axiale. La défaillance du cadre nu a été principalement causée par le développement de plastique au niveau des joints. Plus le taux de compression axiale était élevé, plus la contrainte s'est développée rapidement au niveau des joints du cadre, plus le développement plastique au niveau des joints est complet, plus le cadre s'est rompu rapidement et plus la résistance est faible.

Courbes charge-déplacement.

Les courbes de rigidité structurelle et de capacité portante en fonction du taux de compression axiale sont illustrées à la Fig. 16. La rigidité initiale positive de la structure était légèrement supérieure à la rigidité initiale négative, et la rigidité initiale de la structure diminuait légèrement à mesure que le taux de compression axiale augmentait. Le taux de dégradation de la rigidité était plus rapide pour un taux de compression axiale de 0,4. La tendance de la courbe de dégradation de la capacité portante était constante. Le faible taux de compression axiale avait peu d'effet sur la rigidité et la capacité portante du cadre nu. Lorsque le taux de compression axiale était de 0,4, la structure est entrée plus rapidement dans la phase plastique et le développement plastique a été plus rapide.

Courbes de raideur et de dégradation de la capacité portante.

Le tableau 10 répertorie les valeurs caractéristiques pour des éprouvettes avec différentes épaisseurs de paroi d'acier profilé. La figure 17 montre les courbes charge-déplacement de l'échantillon sous chargement cyclique et chargement monotone. Sous charge monotone, les courbes charge-déplacement des structures ont montré la même tendance. Cependant, lorsque l'épaisseur de paroi de l'acier profilé de la colonne composite a augmenté à 4 mm, la résistance a augmenté de 17 à 27 %, et lorsque l'épaisseur de paroi a été augmentée de 4 à 6 mm, la plage d'augmentation de la résistance a diminué. L'augmentation de l'épaisseur de la paroi en acier de la section de la colonne composite a augmenté la résistance de la structure, mais l'amélioration a diminué à mesure que l'épaisseur de la paroi augmentait.

Courbes charge-déplacement.

Les courbes de rigidité structurelle et de capacité portante changent avec l'épaisseur de paroi de la section en acier sont illustrées à la Fig. 18. Avec l'augmentation de l'épaisseur de paroi de la section en acier, la rigidité initiale de la structure augmente. Les tendances de dégradation de la rigidité des différentes épaisseurs de paroi des profilés en acier étaient cohérentes, mais avec l'augmentation de l'épaisseur de la paroi, la vitesse de dégradation de la rigidité s'est accélérée. Les lignes de tendance de dégradation de la capacité portante structurelle coïncidaient essentiellement, ce qui indiquait que l'augmentation de l'épaisseur de paroi de la section en acier de la colonne composite avait peu d'effet sur la capacité portante structurelle.

Courbes de raideur et de dégradation de la capacité portante.

Dans cette étude, des expériences et des analyses paramétriques par éléments finis ont été menées pour étudier les performances sismiques de cadres en acier léger constitués de poutres en acier en forme de H et de colonnes en acier à parois minces remplies de béton. Des expériences ont été réalisées pour analyser les effets des murs sur les rigidités initiales de la structure et sa résistance aux charges horizontales. Les influences du taux de compression axiale et de l'épaisseur de paroi des sections en acier des poteaux sur la performance sismique des portiques ont été analysées à l'aide de la paramétrisation par éléments finis.

Lorsque des panneaux muraux légers étaient intégrés dans la charpente en acier, ils avaient un impact significatif sur les performances sismiques et pouvaient améliorer la résistance et la rigidité initiale de la structure. La résistance de la structure a augmenté de 79 à 96 % et la rigidité initiale a augmenté de 30 à 50 %. Au cours des dernières étapes du test de chargement, la défaillance du panneau mural a entraîné une détérioration plus rapide de la capacité du cadre rempli que celle du cadre nu. La connexion efficace entre le panneau mural léger et le cadre s'est évidemment affaiblie lorsque le déplacement a été chargé à 25 mm. Lorsque le déplacement a été chargé à 70 mm, les panneaux muraux légers se sont séparés de la colonne.

La ductilité de la structure a été réduite dans une certaine mesure lorsque le panneau mural a été encastré dans le cadre. Au stade initial du chargement, la consommation d'énergie du mur représentait 91 % de la consommation d'énergie de la structure. Le panneau mural léger était la première ligne de défense antisismique. À mesure que les dommages aux murs augmentaient, le cadre était le principal composant de dissipation d'énergie aux derniers stades du chargement. L'influence des panneaux muraux légers encastrés dans l'ossature sur les performances sismiques de la structure a été non négligeable.

Pour un taux de compression axiale de 0,4, la charge d'élasticité et la résistance du cadre nu ont été fortement affectées, avec une résistance inférieure de 44 % à celle sans compression axiale. Au fur et à mesure que le taux de compression axiale augmentait, la contrainte au niveau des joints poutre-poteau se développait rapidement, la plasticité se développait rapidement et le cadre se rompait plus rapidement. Au fur et à mesure que l'épaisseur de la paroi du profilé en acier augmentait, l'épaisseur avait peu d'effet sur la capacité portante de la structure.

Toutes les données générées ou analysées au cours de cette étude sont incluses dans cet article publié.

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L'auteur correspondant tient à remercier le programme national clé de R&D de Chine au cours du "10e plan quinquennal" (subvention n° 2019YFD1101003) et le projet de recherche scientifique du ministère du Logement et du développement urbain-rural de la province de Gansu (subvention n° JK2020-26). Leur soutien financier est grandement apprécié.

Ce travail a été soutenu par le China National Key R&D Program pendant le « 10th Five-Year Plan » (Grant No. 2019YFD1101003) et le Scientific Research Project of Department of Housing and Urban‒Rural Development of Gansu Province (Grant No. JK2020-26).

École de génie civil, Université de technologie de Lanzhou, Lanzhou, 730050, Chine

HongJie Hou & XiuLi Wang

École de génie civil, Université de TianJin, Tianjin, 300072, Chine

Zhi Hua Chen

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HJH et ZHC ont proposé l'idée et conçu l'étude. HJH a simulé le modèle numérique, analysé les résultats, rédigé l'intégralité de l'article et révisé l'article. XLW a supervisé les aspects techniques de la structure métallique de cette étude.

Correspondance avec XiuLi Wang.

Les auteurs ne déclarent aucun intérêt concurrent.

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Réimpressions et autorisations

Hou, H., Chen, Z. et Wang, X. Étude expérimentale sur les performances sismiques d'un cadre de poutre en acier à colonne en H composite à paroi mince formé à froid. Sci Rep 13, 4486 (2023). https://doi.org/10.1038/s41598-023-31789-0

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Reçu : 27 décembre 2022

Accepté : 17 mars 2023

Publié: 18 mars 2023

DOI : https://doi.org/10.1038/s41598-023-31789-0

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