تفاوت روش CQC و SRSS در تحلیل دینامیکی طیفی

در آنالیز طیفی، پاسخ نهایی سازه با استفاده از ترکیب مودهای مختلف آن بدست آورده می شود.  در واقع پاسخ سازه به صورت ترکیبی از شکل‌های مودی مختلف است. برای هر مود در نظر گرفته شده، بر اساس فرکانس و جرم مودی، پاسخ آن مود از طیف طراحی استخراج شده و سپس با پاسخ مودهای دیگر ترکیب می شود تا پاسخ کلی سازه را نتیجه دهند. فرض کنید می خواهیم دو مود را در آنالیز طیفی با یکدیگر ترکیب نماییم، برآیند آنها به صورت زیر خواهد بود:

R^2 = R1^2 + 2*epsilon*R1*R2 + R2^2

در رابطه بالا حد نهایت پاسخ هنگامی خواهد بود که epsilon=1 باشد، این دقیقا مانند اینست که پاسخ دو مود را به طور کامل با یکدیگر جمع کنیم:

R^2 = R1^2 + 2*R1*R2 + R2^2

R = R1 + R2

که در عمل همان قدر مطلق جمع دو پاسخ فوق خواهد بود:

R = |R1| + |R2|

روند فوق یک عمل بسیار محافظه کارانه است. حال تصور کنید epsilon=0 باشد، که رابطه بیان شده را تبدیل به همان روش SRSS می کند:

R^2 = R1^2 + R2^2

R = SRSS(R1, R2)

 

از آنجایی که حاصلضرب عبارت R1*R2  در این روش صفر فرض می شود بنابراین به گونه ای از اندرکنش مودی در SRSS صرف نظر می کنیم. از طرف دیگر در روش CQC  از epsilon بین صفر و یک برای بدست آوردن پاسخ استفاده می شود یعنی پاسخی مابین روش SRSS و جمع مطلق مستقیم  بدست خواهیم آورد. در واقع روش CQC مقداری از اندرکنش مودی را برای مدهای نزدیک بهم لحاظ می کند و دلیل آن اینست که چنین مودهایی ممکن است با یکدیگر اندرکنش در فاز داشته باشند، بنابراین برای مودهای نزدیک بهم می بایست به صورت جبری (بدون استفاده از قدر مطلق) عمل نمود ، در حالیکه برای مودهای دور از هم می توان از روشی مانند SRSS استفاده کرد. بدلیل اینکه روش CQC دارای علامت جبری هستند نباید همیشه آنها را محافظه کارانه تر از SRSS در نظر گرفت بلکه بسته به علامت جبری روشهای CQC می توانند محافظه کارانه تر و یا غیر محافظه کارانه تر از SRSS باشد. بطور کلی بهتر است همیشه از روش CQC استفاده نماییم.

 

منبع: 
http://www.eureka.im/5132.html
@AlirezaeiChannel

عدم کنترل های لرزه ای توسط Etabs

 جهت عدم کنترل ضوابط لرزه‌ای، باید در بخش تنظیمات آیین‌نامه‌ای گزینه Seismic Design Category را در یکی از حالات A، B یا C قرار داده و همچنین عدد مقابل System R را عددی کمتر مساوی 3 قرار دهید تا ضوابط لرزه‌ای کنترل نشود.

اگر گزینه Ignore Special Seismic Load? را در حالت Yes قرار دهید تنها از ترکیب بارهای تشدید یافته صرف نظر می‌شود. البته هر یک از مواردی که صرف نظر میکنید باید بصورت دستی کنترل شود.

گاست پلیت مستطیلی یا ذوزنقه ای

 ورق اتصال مهاربند در صورتی که کمانش مهاربند داخل صفحه رخ دهد می‌تواند بصورت مستطیلی باشد و نیاز به ارائه جزئیات خاص در آن نیست. ولیکن در حالتی کمانش مهاربند خارج صفحه رخ می‌دهد بایستی ورق بصورت ذوزنقه‌ای بریده شود تا امکان در نظر گرفتن 2t برای کمانش مهاربند فراهم شود. ابعاد آن به عوامل متعددی از جمله عمق تیر، عمق ستون، زاویه مهاربند و ... بستگی دارد. برای دیدن جزئیات و نحوه بریدن ورق اتصال می‌توانید به یکی از دو مرجع زیر مراجعه کنید:
- Abolhassan Astaneh-Asl, Michael L. Cochran; "Seismic Detailing of Gusset Plates for Special Concentrically Braced Frames"
-تحلیل و طراحی سازه‌های فولادی؛ تالیف دکتر بهرخ حسینی هاشمی، مهدی علیرضایی؛ فصل 14 بخش 5

 

 

@AlirezaeiChannel

کانال آموزشی Etabs

کانال مفید و آموزشی دکتر علیرضایی را به همه ی مهندسانی که عطش یادگیری Etabs را دارند، شدیدا توصیه می کنم

آدرس کانال: https://t.me/AlirezaeiChannel

 

 

مدرسان Etabs

 

 

مدرسان Etabs در سراسر ایران

 

تماس	شهر	مدرس
09382904800	تهران	علیرضا خویه
09193876229	قزوین	مجید طاهری
09172679546	مازندران	سهیل سلیمی
09382904800	قم	علیرضا خویه

همپایه کردن شتاب نگاشت ها در تحلیل تاریخچه زمانی

قبل از اعمال شتابنگاشت‌ها به سازه بایستی آنها را #همپایه نمایید. بدین معنی که قدرت آنها تقریباً در سطح طیف ارتجاعی استاندارد قرار گیرد تا مقایسه آنها امکان پذیر باشد. آیین نامه الزام میکند، در محدود 0.2T تا 1.5T بایستی همپایه سازی انجام شود. لیکن توضیح واضحی در ارتباط با T نمیدهد. مقدار T دوره تناوب اصلی سازه است. بند معادل در ASCE7-10 نیز بصورت زیر است:

16.1.3.2 Three-Dimensional Analysis
“For each pair of horizontal ground motion components a square root of the sum of the squares (SRSS) spectrum shall be constructed by taking the SRSS of the 5-percent damped response spectra for the scaled components (where an identical scale factor is applied to both components of a pair). Each pair of motions shall be scaled such that for each period in the range from 0.2T to 1.5T, the average of the SRSS spectra from all horizontal component pairs does not fall below the corresponding ordinate of the design response spectrum, determined in accordance with Section 11.4.5 or 11.4.7.”

 

مقادیر میانگین به میزانی تغییر داده شوند که برای دوره تناوب در محدوده 0.2T تا 1.5T مقدار متوسط طیف جذر مجموع مربعات مربوط به تمام زوج شتابنگاشت ها بیش از 10% از 1.3 برابر طیف استاندارد کمتر نشود. به عنوان مثال در شکل زیر اگر دوره تناوب سازه T=1.5 sec باشد، بایستی این عملیات در محدوده T=0.3 sec تا T=2.25 sec صورت گیرد. مقادیر میانگین تا جایی کاهش یافته‌اند که از بیشتر از 10% از 1.3 برابر #طیف استاندارد کمتر نشود. بنابراین اگر مقادیر طیف #میانگین شما از 1.3 برابر #طیف #استاندارد بالاتر بود، باید آنها را کاهش دهید.

 

 

منبع:
@AlirezaeiChannel

کاهش لرزش سقف عرشه فولادی

چند نکته قابل توجه جهت کاهش لرزش سقفهای عرشه فولادی :
1- فاصله دهانه های تیرهای فرعی در سقف عرشه فولادی

یکی از مهمترین عوامل در کاهش لرزش سقف عرشه فولادی فواصل تیرهای فرهی می باشد ، اگر فاصله تیرهای فرعی کمتر از 2/40 متر باشد با اجرای ورق عرشه به ضخامت 0/8 میلیمتر هیچ لرزشی در سقف نخواهیم داشت ، برای فواصل بیشتر باید ضخامت ورق را افزایش دهیم : یعنی دهانه 2/40 تا 2/60 از ورق 0/9 میلیمتر و از 2/60 تا 3/00 متر از ورق 1 میلیمتر و از 3/00 تا 3/30 از ورق 1/25 میلیمتر استفاده گردد ، فاصله تیر فرعی بیشتر از 3/30 به هیچ عنوان توصیه نمیگردد ، کما اینکه دستگاه های تولید ورق رول فرمینگ توان فرم دادن ورق با ضخامت بیشتر از 1/25 میلیمتر را ندارند

2- ضخامت ورق گالوانیزه سقف عرشه فولادی 
همانگونه که گفته شد انتخاب ورق با ضخامت نادرست با توجه به فواصل تیرریزی نیز از عوامل موثر در لرزش سقف ساختمان خواهد بود.

3- ارتفاع عرشه

ارتفاع عرشه یا بلندای گام ورق نیز تاثیر به سزایی در کاهش لرزش سقف دارد ، توصیه ما در هر فاصله دهانه ای استفاده از ورق عرشه با بلندای گام 75 میلیمتر می باشد .

4- بتن ریزی

بر طبق ضوابط مبحث دهم مقررات ملی ساختمان، حداقل ضخامت بتن بر روی گام فوقانی ورق عرشه فولادی در حدود ۵ سانتیمتر می باشد. هر چند که در عمل ۶ سانتیمتر نتیجه مطلوب تری حاصل شده است، اما بتن ریزی کمتر از ۵ سانتیمتر در افزایش لرزش سقف موثر است .

5-  اجرای صحیح عرشه

فیکس کردن ورق با میخ و چاشنی انفجاری ، در فواصل مناسب ( برای هر متر مربع حداقل از 2 عدد میخ و چاشنی انفجاری استفاده گردد ) و استفاده از پیچ های خودکار در محلهای مورد نیاز ، نیز در کاهش لرزش سقف کمک میکند

رابطه عرض مفید فرمینگ ورق عرشه فولادی و لرزش سقف عرشه فولادی:

مطابق آئین نامه مقررات ملی ساختمان ایران مبحث دهم در صفحه ۱۲۶ بند ۱۰-۲-۸-۳-۳ :

ت) انتقال بار بین تیر فولادی و دال بتنی
ت-۱) نواحی لنگر خمشی مثبت

۱. مقاومت برش افقی مورد نیاز: برای عملکرد مختلط کامل، برش افقی مورد نیاز باید به شرح زیر برابر کوچکترین مقدار محاسبه شده بر اساس حالتهای حدی خردشدگی بتن و تسلیم کششی مقطع فولادی در نظر گرفته شود.

خرد شدگی بتن (۱۰-۲-۸-۲۰)
Vhu=0.85fcAc

تسلیم کششی مقطع فولادی (۱۰-۲-۸-۲۰)

در روابط فوق:
fc= مقاومت فشاری مشخصه نمونه استوانه ای بتن
Ac=سطح مقطع دال بتنی در محدوده عرض موثر ورق عرشه فولادی
As=مساحت مقطع فولادی
Fy=تنش تسلیم فولاد مقطع فولادی

۲. مقاومت برش افقی اسمی مقاومت برش افقی اسمی اعضای با مقطع مختلط بر دال بتنی و دارای برشگیر (گلمیخ) باید مطابق رابطه زیر بر اساس مقاومت برشی برشگیرها تعیین گردد. (۱۰-۲-۸-۲۱)

که در آن:
Qn=مجموع مقاومت های برشی اسمی برشگیرها (گلمیخ ها)در حد فاصل نقاط لنگر خمشی مثبت حداکثر و لنگر صفر مطابق مقررات بند ۱۰-۲-۸-۷ ۳.تعداد فاصله و مشخصات برشگیرها (گلمیخ ها)بایستی از طریق برقراری رابطه زیر و بدون احتساب ضریب کاهش مقاومت تعیین گردد. (۱۰-۲-۸-۲۲)

نتیجه گیری:

با توجه به اینکه مقدار خرد شدگی بتن کمترین مقدار در روابط فوق میباشد لذا هر چه سطح مقطع دال بتنی در محدوده عرض موثر ورق عرشه فولادی بیشترو مطابق استانداردها باشد مقاومت سقف عرشه فولادی در مقابل زلزله نیز بیشتر می شود.

سخت کننده های گاست پلیت

در برخی اوقات که طول لبه آزاد ورق زیاد باشد، نیاز به سخت کننده‌هایی عمود بر این ورق اتصال می‌باشد. در این حالت بایستی توجه داشت که این سخت کننده‌ها نبایستی از ناحیه نوار مفصل خمیری ورق عبور داده شوند. زیرا در صورت عبور از این ناحیه، مانع دوران ورق اتصال شده و کار مفصل خمیری و خط فرضی خمش را مختل می‌کنند. همچنین توصیه شده انتهای این سخت کننده‌ها نیز با فاصله‌ای به میزان دو برابر ضخامت ورق (2t) نرسیده به خط فرضی خمش، قطع شوند. در شکل زیر این مورد نشان داده شده است.

 

 

ضوابط لرزه‌ای قاب‌های مهاربند شده همگرا با شکل‌پذیری ویژه، SCBF

ضوابط لرزه‌ای قاب‌های مهاربند شده همگرا با شکل‌پذیری ویژه، SCBF

در برنامه ETABS ضوابط زیر برای قاب‌های مهاربندی شده همگرای ویژه کنترل می‌شوند:

• ضوابط طراحی تیرها، مهاربندها و ستون‌ها.
• برآورد نیروی طراحی اتصال تیر به ستون.
• برآورد نیروی طراحی اتصال مهاربند.

برای طراحی این سیستم بایستی ضوابط ویژه زیر کنترل شوند (AISC SEISMIC 13):

• اگر تحت ترکیب بارهای معمولی نیروی محوری ستون‌ها از 0.4 ظرفیت فشاری یا کششی آنها فراتر رود، ترکیب بارهای ویژه تشدید یافته بایستی بدون حضور لنگر خمشی و نیروی برشی و تنها تحت اثر نیروی محوری کنترل شوند(AISC SEISMIC 8.3, 4.1).
• مقاطع ستون‌ها و مهاربندها باید فشرده لرزه‌ای باشند (AISC SEISMIC 13.2d, 8.2b, Table I-8-1). در صورت عدم ارضای شرایط این جدول، پیام خطایی در خروجی اعلام می‌شود.
• ضریب لاغری مهاربندها نباید از مقدار زیر ، بزرگتر شود (AISC SEISMC 13.2a). در صورت عدم ارضای این شرط، پیام خطایی در خروجی اعلام می‌شود.

برنامه ضوابط زیر را برای مهاربندهای شورون 7 و 8  در قاب‌های SCBF کنترل می‌نماید:

• فاصله بین تکیه‌گاه‌های جانبی برای تیرهای بین مهاربندی جانبی نباید از l_pd تجاوز نماید (AISC SEISMIC 13.4a(2)). برای مقاطع جعبه‌ای و مستطیلی طول l_pd بصورت زیر محاسبه می‌شود:برای سایر مقاطع (AISC A-1-7, AISC SEISMIC 13.4a(2)):که در روابط فوق، M₁ و M₂ به ترتیب لنگرهای انتهای کوچک و بزرگ انتهایی در محل تکیه‌گاه‌های جانبی تیر هستند. نسبت M₁/M₂ برای انحنای مضاعف مثبت و برای انحنای ساده منفی است (AISC A1.7).

• > در برنامه ETABS، برای مهاربندهای 7 و 8، ضوابط زیر را کنترل نمی‌نماید:

  الف) تیرهای دهانه مهاربندی شده باید بدون در نظر گرفتن مهاربند به عنوان تکیه‌گاه میانی تیر قادر به تحمل بارهای ضریبدار مرده و زنده باشند.

  ب) تیرهای دهانه مهاربندی شده، باید تحمل بارهای ضریبدار بصورتی که مهاربندها حذف شده‌اند و به جای آنها ظرفیت آنها قرار داده شده را داشته باشند. این ظرفیت در کشش A_gR_yF_y و در فشار 0.3P_n است.

  در مهاربندی همگرای ویژه استفاده از مهاربندی صرفاً کششی مجاز نیست. در هر امتداد قاب، بایستی حداقل 30% و حداکثر 70% مهاربندها به کشش کار کنند. کنترل این بند به عهده کاربر است.

  ضوابط لرزه‌ای قاب‌های مهاربند شده همگرا با شکل‌پذیری معمولی، OCBF

  در برنامه ETABS ضوابط زیر برای قاب‌های مهاربندی شده همگرای معمولی کنترل می‌شوند:

  ضوابط طراحی تیرها، مهاربندها و ستون‌ها.

  برآورد نیروی طراحی اتصال تیر به ستون.

  برآورد نیروی طراحی اتصال مهاربند.

  برای طراحی این سیستم بایستی ضوابط ویژه زیر کنترل شوند (AISC SEISMIC 14):

  اگر تحت ترکیب بارهای معمولی نیروی محوری ستون‌ها از 0.4 ظرفیت فشاری یا کششی آنها فراتر رود، ترکیب بارهای ویژه تشدید یافته بایستی بدون حضور لنگر خمشی و نیروی برشی و تنها تحت اثر نیروی محوری کنترل شوند(AISC SEISMIC 8.3, 4.1).

  مقاطع مهاربندها باید فشرده لرزه‌ای باشند (AISC SEISMIC 13.2d, 8.2b, Table I-8-1). در Error! Reference source not found. نسبت حدی عرض به ضخامت برای مقاطع فشرده لرزه‌ای نشان داده شده است. در صورت عدم ارضای شرایط این جدول، پیام خطایی در خروجی اعلام می‌شود.

  ضریب لاغری مهاربندها نباید از مقدار زیر، بزرگتر شود (AISC SEISMIC 14.2). در صورت عدم ارضای این شرط، پیام خطایی در خروجی اعلام می‌شود.

  برنامه ضوابط زیر را برای مهاربندهای شورون 7 و 8  در قاب‌های OCBF کنترل می‌نماید:

  فاصله بین تکیه‌گاه‌های جانبی برای تیرهای بین مهاربندی جانبی نباید از l_pd تجاوز نماید (AISC SEISMIC 13.4a(2)). برای مقاطع جعبه‌ای و مستطیلی طول l_pd بصورت زیر محاسبه می‌شود:برای سایر مقاطع (AISC A-1-7, AISC SEISMIC 13.4a(2)):

  

  که در روابط فوق، M₁ و M₂ به ترتیب لنگرهای انتهای کوچک و بزرگ انتهایی در محل تکیه‌گاه‌های جانبی تیر هستند. نسبت M₁/M₂ برای انحنای مضاعف مثبت و برای انحنای ساده منفی است (AISC A1.7).

  در برنامه ETABS، برای مهاربندهای 7 و 8، ضوابط زیر را کنترل نمی‌نماید:

  الف) تیرهای دهانه مهاربندی شده باید بدون در نظر گرفتن مهاربند به عنوان تکیه‌گاه میانی تیر قادر به تحمل بارهای ضریبدار مرده و زنده باشند.

  ب) تیرهای دهانه مهاربندی شده، باید تحمل بارهای ضریبدار بصورتی که مهاربندها حذف شده‌اند و به جای آنها ظرفیت آنها قرار داده شده را داشته باشند. این ظرفیت در کشش A_gR_yF_y و در فشار 0.3P_n است.

•  

   

  منبع: سایت دکتر علیرضایی

کنترل زلزله بهره برداری در حالت حدی

 برای کنترل زلزله بهره برداری در حالت حدی در نرم افزار ترکیب بارها همگی با ضریب یک وارد میشود و ضرایب کاهش مقاومت نیز یک می شود و سازه کنترل میشود.همچنین تغییر مکان جانبی نسبی نیز از 0.005 ارتفاع طبقه بیشتر نشود.

ساختمانهای «با اهمیت خیلی زیاد و زیاد» و یا بلندتر از 50 متر و یـا بیشـتر از 15 طبقه باید برای زلزله سطح بهره برداری کنترل شوند، به طوری که، مطـابق تعریـف بند (1-1-2)قابلیت بهره برداری خود را در زمان وقوع زلزلـه حفـظ نماینـد. بـرای ایـن منظور مشخصات سازه این ساختمانها باید چنان باشد که تحـت اثـر ترکیـب بارهـا در سطح بهره برداری، بدون اعمال ضریب بار، الزامات زیر را تأمین نمایند.
1) در زلزله سطح بهره برداری نباید تنش های  ایجاد شده در اعضای فولادی از حد فرا ارتجاعی  اعضا تجاوز نماید.

2) در طراحی سازه های بتن مسلح تلاشهای ایجاد شده در اعضا نباید از مقاومت اسمی آنها(بدون اعمال ضریب کاهش مقاومت) فراتر رود.

3) در کنترل زلزله سطح بهره برداری برای سازه های بتن مسلح میتوان مقدار ممان اینرسی  موثر اعضا سازه را تا 1.5 برابر مقادیر متناظر با زلزله طرح در نظر گرفت.

4) منظور از تغییر مکانی که عرض کردید  از یک تحلیل خطی بدست می اید و برای محاسبه آنها میتون از اثر p delta صرف نظر کرد.

5) در مواردی که نوع و نحوه بکارگیری مصالح و سیستم اتصال قطعات غیرسازه ای(مانند تیغه بندی داخل ساختمان) به گونه ای باشد که که این قطعات بتوانند در برابر تغیر مکانهای جانبی نسبی بیش از 0.005 ارتفاع طبقات بدون خسارت بماند میتوان این عدد را تا 0.008 افزایش داد.

6) مشخصات حرکت زمین در زلزله سطح بهرهبرداری باید مشابه زلزله طرح، بنـد 
(3-3)در نظر گرفته شود، با این تفاوت که شتاب مبنای طرح A در آن بـه یـک ششـم مقدار خود کاهش داده شود. در مقابل ضریب رفتار R در محاسبه نیـروی جـانبی زلزلـه برابر با یک منظور میگردد. به این ترتیب در روش تحلیل استاتیکی معادل مقـدار بـرش پایه در این سطح از رابطه (3-16)محاسبه میشود.

Vser=1/6 ABIW                    (3_16)