Khaled Tofighi- Steel Project
This document was uploaded by user and they confirmed that they have the permission to share it. If you are author or own the copyright of this book, please report to us by using this DMCA report form. Report DMCA
Overview
Download & View Khaled Tofighi- Steel Project as PDF for free.
More details
- Words: 24,404
- Pages: 112
داﻧﺸﮕﺎه اﯾﻼم
داﻧﺸﮑﺪه ﻓﻨﯽ و ﻣﻬﻨﺪﺳﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزهﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
اﺳﺘﺎد راﻫﻨﻤﺎ:
آﻗﺎي ﻣﻬﻨﺪس اﺣﻤﺪي داﻧﺸﺠﻮ:
ﺧﺎﻟﺪ ﺗﻮﻓﯿﻘﯽ ذﻫﺎﺑﯽ 840030403
ﺗﺎﺑﺴﺘﺎن 1387
2
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻌﺮﻓﯽ ﭘﺮوژه
ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﯾﮏ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎ ﭘﻼن ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ 1و ﺑﻪ ﺷﮑﻞ ﻣﺜﻠﺜﯽ واﻗﻊ در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه اﺳﺖ .ﮐﺎرﺑﺮي اﯾﻦ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن در ﻃﺒﻘﻪ
ﻫﻤﮑﻒ ﭘﺎرﮐﯿﻨﮓ و در 3ﻃﺒﻘﻪ ﺑﻌﺪي ﺗﺠﺎري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ دو واﺣﺪ ﺗﺠﺎري را در ﺧﻮد ﺟﺎي داده اﺳﺖ.
ﻧﻮع اﺳﮑﻠﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻓﻮﻻدي اﺳﺖ و ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ آن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻣﺨﺘﻠﻂ( 2ﯾﻌﻨﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي
ﻓﻮﻻدي ﻫﻤﮕﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﺮق-ﻏﺮب و ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﻤﺎل-ﺟﻨﻮب اﺳﺖ .در ﻣﻮرد ﺳﻘﻒ
ﺳﺎزه ﻫﻢ ،ﺳﻘﻒ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺼﻮرت ﯾﮏ در ﻣﯿﺎن ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك )ﺑﻠﻮك ﺑﺘﻨﯽ( و ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻧﻮع ﺗﺤﻠﯿﻞ اﻧﺠﺎم ﮔﺮﻓﺘﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ )ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ( ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﯾﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺑﺎ ﻧﺮماﻓﺰار Etabs
v9.0.7اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ .اﻟﺒﺘﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ،ﺑﻨﺎﭼﺎر ﺑﻪ روش اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺻﻮرت ﭘﺬﯾﺮﻓﺘﻪ اﺳﺖ .در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ،
اﺧﺘﻼف ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺣﺎﺻﻞ از ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺮم اﻓﺰاري در ﺟﺎي ﺧﻮد ﺑﯿﺎن ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﺗﻮﺿﯿﺤﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻣﻮارد در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ آﻣﺪه اﺳﺖ ﯾﺎ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻪ ﺟﻬﺖ اﺧﺘﺼﺎر در ﻫﻤﺎن ﻓﺼﻞ ارﺟﺎﻋﺎت ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ داده
ﺷﺪه اﺳﺖ.
1ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 2-8- 1آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ) 2800دارا ﻧﺒﻮدن ﺷﺮط اﻟﻒ از ﺑﻨﺪ (1- 8-1 Dual System
2
ﻓﺼﻞ اول
ﺑﺎر ﮔﺬاري ﺷﺎﻣﻞ:
ﻣﻘﺪﻣﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻒ وزن اﺗﺎق ﭘﻠﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ
ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺟﺮم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
ﺳﺨﺘﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻘﺪﻣﻪ
اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اﺳﺖ .ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ،ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده و زﻧﺪه اﺳﺖ .ﻣﺒﻨﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﺟﺪول پ ،2-1-6و ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي زﻧﺪه ﺟﺪول 1-3-6ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ،ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر ﻣﺮده در
ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ و از آﻧﺠﺎ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ آﻧﻬﺎ ﮐﻤﺘﺮ از 275دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-2-2-6ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺎر آﻧﻬﺎ را ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﮔﺴﺘﺮده و در ﮐﻞ ﮐﻒ ﻣﻌﺎدل ﮐﺮد .و اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺗﺼﺮﯾﺢ ﺑﻨﺪ 3-2-2-6ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 100دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮﻧﺪ.
در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎر زﻧﺪه ،ﺑﺮاي ﺑﺎم ﺑﺮاﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺑﺎﯾﺪ از ﺑﯿﻦ ﺑﺎر ﺑﺮف و ﺑﺎر زﻧﺪه ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﺮ دوي اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ و 150ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ،و ﻫﻤﯿﻦ ﻋﺪد ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر زﻧﺪه در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻫﻢ ذﮐﺮ اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﺮاز ﻣﺒﻨﺎ از روي ﭘﯽ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ.
4
5
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (1ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ:
در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ اﺑﺘﺪا وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﻫﺮ ﺟﺰء ﺳﺎزهاي ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪاول ﻣﻨﺪرج در ﻣﺒﺤﺚ ﺷﺸﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺖ.
اﯾﻦ وزﻧﻬﺎ ﻣﻼك ﻃﺮاﺣﯽ در ﻧﺮم اﻓﺰار و ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد.
ﺟﺰﺋﯿﺎت اﺟﺮاﯾﯽ و وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻔﻬﺎ: (1ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: =0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
(2ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ﯾﮑﻄﺮف ﻧﻤﺎ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن
آﺟﺮﮐﺎري
ﺳــﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿــــﺖ
ﺳــــﻔﯿﺪ ﮐﺎر ي
=0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.02×2100=42 kg/m2دوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن
=0.02×2800=56 kg/m2ﺳﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿﺖ /
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
= ﻣﺠﻤﻮع اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
(3ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 10ﺳﺎﻧﺘﯽ دوﻃﺮف ﮔﭽﮑﺎري:
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
آﺟﺮﮐــﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.1×850=85آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن =0.015×1600×2=48 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك
=0.01×1300×2=26 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣ ﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
(4ﺟﺰﺋﯿﺎت دﯾﻮار ﺟﺎﻧﭙﻨﺎه: =0.2×850×0.7=119 kg/mآﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف
=0.02×2100×2×0.7=59 kg/mدوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن =0.05×2500×0.4=34 kg/mﺳﻨﮓ ﺗﺮاورﺗﻦ
=0.02×2700×0.7=38 kg/mﺳﻨﮓ ﻣﺮﻣﺮ /
= ﻣﺠﻤﻮع
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
7
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (5ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك ﻃﺒﻘﺎت: ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 2 cm دو ﻻﯾــﻪ ﻗــﯿﺮ و ﮔﻮﻧـــﯽ ﭘﻮﮐـــﻪ آﺟﺮ ﺑــﺎ ﻣﻼت ﺳــﯿﻤﺎن 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 5 cm 10ﻋﺪد ﺑﻠـــﻮك ﺳــــﻔﺎﻟﯽ 8ﮐﯿﻠﻮﯾـــــﯽ
25cm
ﻣﻼت ﮔــﭻ و ﺧﺎك 2cm 10cm
10cm
40 cm
=0.05×2500=125 kg/m2دال ﺑﺘﻨﯽ
=2500×0.25×0.1×2=125 kg/m2ﺑﺘﻦ ﺑﯿﻦ ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=8(10)=80 kg/m2ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=1600×0.02=32 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك =1300×0.01=13 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك
=850×0.07=60 kg/m2ﭘﻮﮐﻪ وﺳﯿﻤﺎن =15 kg/m2ﻗﯿﺮوﮔﻮﻧﯽ
=2100×0.02=42 kg/m2ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
=2250×0.025=56.25 kg/m2ﻣﻮزاﺋﯿﮏ 2
/
= ﻣﺠﻤﻮع
ﺗﺬﮐﺮ :ﺑﺮاي ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻫﻢ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺟﺰﺋﯿﺎت ﻓﻮق رﻋﺎﯾﺖ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﮐﻪ ﺑﺠﺎي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ از آﺳﻔﺎﻟﺖ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺣﺠﻢ ﻣﻮزاﺋﯿﮏ و آﺳﻔﺎﻟﺖ ﻫﻢ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ،ﭘﺲ ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻔﺎوت در اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺑﺮاي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ ﮐﺎري اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ ﻧﺪارﯾﻢ ،ﭘﺲ:
=550-42=508 kg/m2وزن ﺳﻘﻒ ﺑﺎم
8
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي (6ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ:
ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ 2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 3 cm
ﭘﻮﮐـــﻪ ﻣﻌــﺪﻧﯽ 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 8 cm IPE 16
ﺳــﻘﻒ ﮐﺎذب
90 cm
/ /
/
/
/
= 0.08 × 2500 = 200دال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.07 × 600 = 42ﭘﻮﮐﻪ ﻣﻌﺪﻧﯽ
= 0.03 × 2100 = 63ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
= 0.025 × 2250 = 56.25ﻣﻮزاﺋﯿﮏ × 15.8 = 17.56 /
.
= ﭘﻮﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي = ﻣﺠﻤﻮع
9
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (11ﺟﺰﺋﯿﺎت راه ﭘﻠﻪ:
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي راهﭘﻠﻪ ،ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ از ﭘﻠﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪي ﺷﯿﺐ آن ﻣﻌﺎدل 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ روي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﺴﻬﯿﻞ در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ،اﺑﺘﺪا ﻫﻤﯿﻦ ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ و ﺳﭙﺲ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﻠﯽ اﯾﻦ ﻃﻮل را در ﺑﺮاﺑﺮ 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ ﺑﺎ ﺗﻨﺎﺳﺐ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﺑﺮاي ﯾﮏ ﻣﺘﺮ را ﻧﯿﺰ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: 90cm = 110cm cos 34 o
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را ﺑﺮاي ﻋﺮض ﯾﮏ ﻣﺘﺮ اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﺗﺬﮐﺮ :ﻋﺪد 3در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﯿﺎﻧﮕﺮ ﺗﻌﺪاد در ﻃﻮل ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ اﺳﺖ.
=l
= 0.13×2500×1.10=357.50 kgدال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.187×0.277×850×3=132 kgآﺟﺮ ﮐﺎري
= 0.02×0.3×2400×3=43.20 kgﺳﻨﮓ ﮐﻒ ﭘﻠﻪ = 0.02×.18×2400×3=25.92 kgﺳﻨﮓ ﺧﯿﺰ ﭘﻠﻪ
= 0.02×1.10×1600=35.2 kgﭘﻮﺷﺶ ﮔﭻ و ﺧﺎك = 594 kgﻣﺠﻤﻮع
اﯾﻦ وزن ) 594ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم( ﺑﺮاي 1/1ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي ﭘﻠﻪ ﯾﺎ 0/92ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي وزن در 1ﻣﺘﺮ اﻓﻘﯽ ﺑﺎ
اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﻨﺎﺳﺐ دارﯾﻢ:
0.92 1 = ⇒ x = 646kg / m 2 594 x ≈ 650 kg/m2وزن ﯾﮏ ﻣﺘﺮ ﻣﺮﺑﻊ ﭘﻠﻪ
10
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪ ﺑﻨﺪي
4
5
3
1
2
C 9.86
19.72
16.36 B A 26.19
ﺷﮑﻞ -1ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و ﻣﺴﺎﺣﺖ ﭘﺎﻧﻠﻬﺎي آن ﺑﺼﻮرت ﻣﺠﺰا
× 17.32 × 260 89.97 ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻧﻤﺎ
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﺣﺪود 20درﺻﺪ از ﻧﻤﺎ ،ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎزﺷﻮﻫﺎ ﺧﺎﻟﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ) .اﯾﻦ ﻓﺮض دﺳﺖ ﺑﺎﻻ و در ﺟﻬﺖ اﺣﺘﯿﺎط اﺳﺖ( /
ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﺠﺎور ﻫﻤﺴﺎﯾﻪ ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي داﺧﻠﯽ
(1 − 0.2) × 2.5 × 313 = 626 2.5 × 215 = 537
/ /
ﺑﺎرﮔﺬاري راهﭘﻠﻪ
2.5 × 260 = 650
راهﭘﻠﻪ ﺑﺼﻮرت ﺳﻪ ﺑﺎزو ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﻮرد ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر دﻗﯿﻖ اﯾﻦ ﭘﻠﻪﻫﺎ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﺸﻪﻫﺎي اﺟﺮاﯾﯽ ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﻧﻤﻮد وﻟﯽ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺼﻮرت ﺳﺎده ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ از ﮐﻞ ﺑﺎر اﺗﺎق ﭘﻠﻪ ﻧﺼﻒ آن ﺑﻪ ﺗﯿﺮ ﭘﺎﮔﺮد در ﺗﺮاز ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺮﺳﺪ و ﻧﺼﻒ دﯾﮕﺮ ﺑﺼﻮرت ﻣﺸﺘﺮك ﺑﯿﻦ دو ﺳﺘﻮن ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 700 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 555 = 3630ﮐﻞ ﺑﺎر ﻣﺮده
ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8 ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
/
3630 = 907 4
3630 = 534 2 × 3.4
11
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري =350 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 350 = 1960ﮐﻞ ﺑﺎر زﻧﺪه
-ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8
1960 = 490 4
ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11/
ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
1960 = 288 2 × 3.4
اﺻﻞ اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﺑﺼﻮرت واﻗﻌﯽ ﻣﺪل ﺷﻮد وﻟﯽ از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﺑﺎﻋﺚ ﺧﻄﺎ در اﻧﺠﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در ﻧﺮماﻓﺰار ﻣﯽﮔﺮدد ﻓﻘﻂ ﺑﺎر آن ﺑﻪ ﺳﺎزه اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮔﺮدد و از ﻣﺪﻟﺴﺎزي آن ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺑﺎر ﺑﺼﻮرت ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ
ﺑﻪ ﭼﻬﺎر ﺳﺘﻮن اﻃﺮاف وارد ﻣﯿﺸﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 2 × 313 × 2.7 × 2.5 + 2 × 313 × 2.7 × 3.2 + 2.5 × 3.4 × 520 = 14050ﺑﺎر ﻣﺮده ﮐﻞ ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
= 14050 ÷ 4 = 3513ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
= 2.5 × 3.4 × 150 = 1275ﺑﺎر زﻧﺪه ﮐﻞ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر
= 1275 ÷ 4 = 320ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
در ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﺳﻘﻔﻬﺎ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ و ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك داراي ﻋﻤﻠﮑﺮدي ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺑﺎر ﻫﺮ ﭘﺎﻧﻞ ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﻧﺼﻒ ﺑﻪ ﻧﺼﻒ ﺑﯿﻦ دو ﺗﯿﺮ ﺣﻤﺎل ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﻫﻢ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي اﻃﺮاﻓﺸﺎن ﻣﯽ رﺳﺎﻧﻨﺪ.
12
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺳﺘﻮن C9در ﺟﺪاول زﯾﺮ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
3513
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
320
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
250
4.2
1050
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
615
4.93
3031.95ﺳﻘﻒ
150
4.93
739.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
8502.75ﻣﺠﻤﻮع
-
-
1549.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ دوم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ دوم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
680
4.93
3352.4
ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6906.2
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ اول
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
13
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (2ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ
V = C .W A .B .I = C R W = D .L . + 0.4L .L . ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﻓﺮﻣﻮل ﻓﻮق Wﻣﺠﻤﻮع ﮐﻞ وزن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از روي ﺗﺮاز ﭘﺎﯾﻪ و درﺻﺪي از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺴﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻮع ﮐﺎرﺑﺮي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و از روي ﺟﺪول 1آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻌﺮﻓﯽ و
ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح)(A
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺰﺑﻮر در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه واﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ ،ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ﺑﺮاﺑﺮ 0/3اﺳﺖ.
⇒ A = 0.3ﻣﻨﻄﻘﻪي )2ﺧﻄﺮ ﻧﺴﺒﯽ زﯾﺎد( ⇒ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه
ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(B
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ،ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در زﻣﯿﻦ ﻧﻮع IVواﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ دارﯾﻢ:
=
= 0.05
=
=1 ,
<
<
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزه ﺗﻨﻬﺎ ﻗﺎب ﻧﯿﺴﺖ ﺑﻪ اﺻﻄﻼح داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ اﺳﺖ ﻟﺬا وﺟﻮد ﯾﺎ ﻋﺪم وﺟﻮد ﺟﺪاﮔﺮ ﻣﯿﺎﻧﻘﺎﺑﯽ ﻓﺮﻗﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب از ﺣﺎﻟﺖ ب ﺑﻨﺪ 6-3-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
ﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)( I
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﺰء ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ اﻫﻤﯿﺖ ﻣﺘﻮﺳﻂ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ ﻗﺮار ﻣﯿﮕﯿﺮد I=1 : ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(R -در ﺟﻬﺖ :x
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻫﻢ ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=9 : -درﺟﻬﺖ :y
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺑﺮون ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=10 : ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ):(C
2.75 = 0.31 > 0.1 . . 9
)(0.3)(2.75)(1 = 0.0916 9
=
= =
14
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 2.75 = 0.275 > 0.1 . . 10 )(0.3)(2.75)(1 = = = 0.0825 10 =
15
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺟﺮم ) (Wو ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻨﻈﻮر از ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ،ﺟﺮم ﮐﻒ و ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﺑﻨﺪي ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﮐﻒ و ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي زﯾﺮ ﮐﻒ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﻢ ﭘﻼن ﻣﻮﺟﻮد را ﺑﻪ 10ﻧﺎﺣﯿﻪ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻧﻤﻮدهاﯾﻢ:
ﺷﮑﻞ -2ﺗﻘﺴﯿﻢ ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم
ﻃﺒﻘﻪ اول: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7
685 685 685
ﺟﺮم
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
ﺳﻄﺢ
685 685 732 685 613.5 613.5 526.75
2.3 8.5 9.5 36 10.15 19.08 20
-
-
)
(
5411.5 13563 1164.5
1575.5 5822.5 6954 24660 6227.025 11705.58 10535 87618.61
) (
1.35 3.14 2.73
5.3 5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17 -
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5479.782 111671.2 105350 626191.4
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295
-3403.08 -524.025 21766.02 66088.8 -1058.59425 56537.9514 -1790.95 152776.542
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ اول و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ اﻋﺪاد ﺑﺎ اﻋﺪادي ﮐﻪ ﻧﺮم اﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ) = 1.70 ﻃﺒﻘﻪ دوم:
,
= 7.19
( ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯿﮑﻨﺪ ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺰدﯾﮏ ﺑﻪ ﻫﻢ ﻫﺴﺘﻨﺪ.
≅ 87.62 = 1.74
= 87618.61 = 7.15 ,
16
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3
820 820 820 820
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
8.5 9.5 36 10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
820 732 820 626 626 537 -
)
(
6478 16236 1394 1886
6970 6954 29520 6353.9 11944.08 10740 98475.98
) (
1.35 3.14 2.73 5.3
5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16
)
-0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
.
(
8745.3 50981.04 3805.62 9995.8
)
40216.9 40124.58 321472.8 5591.432 113946.5 107400
-
.
(
10818.26 12501.72 -5171.74 -4073.76
-627.3 21766.02 79113.6 -1080.163 57689.9064 -1825.8 169110.743
702280
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ≅ 98.5 = 1.71
ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5
685 685 685 685 685
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
9.5 36 10.15 19.08 20
-
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
732 685 626 626 537
-
)
(
5411.5 13563 1164.5 1575.5 5822.5
6954 24660 6353.9 11944.08 10740
88188.98
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ:
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77
5.77 10.89 0.88 9.54 10
-
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
-
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5591.432 113946.5 107400
630628.3
≅ 88.2 = 1.74
= 98475.98 = 7.13 ,
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295 -3403.08 -524.025
21766.02 66088.8 -1080.163 57689.9064 -1825.8
153872.078
= 88188.98 = 7.15 ,
17
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5 9.5 36
675 675 675 675 675 592 675
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
563 563 268.5 -
)
(
5332.5 13365 1147.5 1552.5 5737.5 5624 24300
5714.45 10742.04 5370 78885.49
) (
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77 5.77 10.89
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68
-
-
0.88 9.54 10
)
-0.17 4.83 -0.17
.
(
7198.875 41966.1 3132.675 8228.25 33105.38 32450.48 264627 5028.716 102479.1 53700 551916.5
≅ 78.9 = 1.82
)
.
(
8905.275 10291.05 -4257.225 -3353.4 -516.375 17603.12 65124
-971.4565 51884.0532 -912.9 143796.142
= 78885.49 = 7.0 ,
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ وزن ﺑﺎم وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﻧﯿﺰ اﺿﺎﻓﻪ ﺷﻮد در ﻧﺘﯿﺠﻪ وزن اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم آن ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ دﺳﺘﺨﻮش ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ: = 14.56
= 14050 + 0.4 × 1275 = 14560وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
= 78.9 + 14.56 = 93.4 78.9 × 7 + 14.56 × 5.77 = = 6.81 78.9 + 14.56
78.9 × 1.82 + 14.56 × 3.13 = 2.02 78.9 + 14.56
=
18
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ وزن ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن = 87.62 + 98.5 + 88.2 + 93.4 = 367.72 ton................
∑=
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0916 × 367.72 = 33.68 ton...........................................................
.W
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0825 × 367.72 = 30.34 ton..........................................................
.W
اﯾﻦ اﻋﺪاد در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
W
367.72
33.68
30.64
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
411.35
37.68
33.94
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
11.87
11.88
10.77
=
W
=
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت
72.82 144.16 170.76 135.65 523.38
در اﯾﻦ ﺟﺪول
80.83 160.01 189.54 150.55 580.93
30.34 27.72 21.35 12.56
33.68 30.77 23.69 13.94
2.62 6.38 8.79 12.56 30.34
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮش ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ iدر اﻣﺘﺪاد xو
ﺑﺮﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ اﺳﺖ(
2.91 7.08 9.75 13.94 33.68
0.09 0.21 0.29 0.41 1.00
∑
Story 2.40 5.20 8.00 10.80
210.29 512.20 705.60 1008.72 2436.81
87.62 98.50 88.20 93.40 367.72
ST1 ST2 ST3 ST4 Sum
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك ﻃﺒﻘﻪ iﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺮش در راﺳﺘﺎي xﻣﯿﺒﺎﺷﺪ) .اﻋﺪاد ﺟﺪول
ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
واژﮔﻮﻧﯽ در ﺟﻬﺖ yﺑﻪ ﺟﻬﺖ ﮐﻮﺗﺎﻫﺘﺮ ﺑﻮدن ﺑﻌﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ اﺳﺖ .در اداﻣﻪ واژﮔﻮﻧﯽ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ و ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮد. .
= 367.72 × min (4.97 + 1.7), (5.03 − 1.7) = 1244.5 .
= 523.38
1244.5 = 2.34 > 1.75 523.38
=
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻘﺎوم
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك
∶ .ﺿﺮﯾﺐ اﻃﻤﯿﻨﺎن
19
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﺿﺮﺑﺪري:
2
ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي 8ﺑﺎز: ) ℎ ( −2 12
ﮐﻪ در رواﺑﻂ ﻓﻮق: = ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
+
=
+2
=
2
= ﻃﻮل ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﺗﺼﻮﯾﺮ اﻓﻘﯽ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽ ﺗﯿﺮ
= ﻃﻮل دﻫﺎﻧﻪ ﺗﯿﺮ
= ℎارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﻪ
4
5
C11
C9
C7
C8
BR-1
BR-5
BR-4
C6
B
C4
C5
C3 C2
C1
اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺮاي ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ:
ﺑﺎدﺑﻨﺪ :1 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :2 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :3
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27 , = 40.5
= 2.6 ,
= 6.7 ,
= 2.6 , = 3264
,
,
,
C
BR-3
-2 BR
2
3 C10
1
= 3.8
= 7.2 ,
= 3.13 = 1.45
A
20
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﺎدﺑﻨﺪ 4و:5 = 2 × 13.5 = 27 = 28.5
,
= 3.4 ,
= 1940
,
,
= 3.0
= 1.2
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ و ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻘﺪار ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﻗﺎب را ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ،آﻧﮕﺎه ﮐﻮﭼﮑﺘﺮﯾﻦ ﺳﺨﺘﯽ را ﺑﺮاﺑﺮ واﺣﺪ در ﻧﻈﺮﻣﯽ
ﮔﯿﺮﯾﻢ و ﺑﻘﯿﻪ را ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ آن ﻣﯽﻧﻮﯾﺴﯿﻢ:
=1
30 = 10.27
80 = 4.74 × 10
= 1.48
60 = 3.42
= 14 ×
) = 6.64 × 10
(
)
(
= 6.49 × 10
×
)
= 4.89 × 10
) = 7 × 10
×
(= ) )
= 6.49 × 10
ﺗﻮﺟﻪ :1از ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ 2در راﺳﺘﺎي ، xﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪ زﯾﺎدي ﮐﻪ ﺑﺎ آن دارد ﻣﯿﺘﻮان ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
(
(
(
ﺗﻮﺟﻪ :2ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت و ﻣﻘﻄﻊ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﻣﺘﻔﺎوت ﺑﺎدﺑﻨﺪﯾﻬﺎ ،ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﺑﺎدﺑﻨﺪ در ﻃﺒﻘﺎت و ﺑﺎﻟﺘﺒﻊ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻔﺎوت ﺟﺰﺋﯽ دارﻧﺪ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت از اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺗﻤﺎم ﻃﺒﻘﺎت را
ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﻫﻤﯿﻦ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ.
ﺗﻮﺟﻪ :3ﺳﺨﺘﯽ ﯾﮏ ﻋﻀﻮ در اﻣﺘﺪادي ﮐﻪ ﺑﺎ آن زاوﯾﻪ αﻣﯽﺳﺎزد ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: =
ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ
14 × 5.77 + 10.27 × 15.65 = 9.95 14 + 10.27
1 × 2.52 + 1.48 × 3.23 × 2 + 3.42 × 3.23 = 2.6 2.52 + 1.48 × 2 + 3.42
= =
در ﺟﺪول زﯾﺮ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه ﺗﻮﺳﻂ ﻧﺮماﻓﺰار و اﺧﺘﻼف آﻧﺮا ﺑﺎ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
9.95
2.6
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
9.737
1.803
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
2.14
30.6
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه ﻧﺎﺷﯽ از ﺳﺎدهﺳﺎزﯾﻬﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ از ﺟﻤﻠﻪ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎب ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮﻣﻬﺎﯾﯽ ﻫﻢ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﺑﺪﺳﺖ آوردﯾﻢ ﻣﯿﺘﻮان ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻧﺎﺷﯽ از آن را ﺑﺪﺳﺖ
آورد:
ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
| = 0.94
−
|=
21
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري = | − | + 0.05 × 10 = 1.44 × = 1.44 ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ در راﺳﺘﺎي x
| = 2.8
−
|=
= | − | + 0.05 × 19 = 3.75 × = 3.75
ﺣﺎل ﺑﺎ داﺷﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﮐﺪام از ﻗﺎﺑﻬﺎ را در ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺪﺳﺖ آورد.
اﻟﺒﺘﻪ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺗﻮﺳﻂ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ )دﯾﻮار
ﺑﺮﺷﯽ ﯾﺎ ﺑﺎدﺑﻨﺪ( ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض ﻣﺎ ﻫﻢ –در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ -ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ را ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻪ و ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ دﻫﺎﻧﻪﻫﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ دارﻧﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در اداﻣﻪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در اﻣﺘﺪاد xرا ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎرﺑﺮ اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
(∑
)
±
∑
) = 14 × (9.95 − 5.75) + 10.27 × (15.77 − 9.95) + 1 × (2.6 − 2.52) + 2 × 1.48 = 0.59
× (3.25 − 2.6) + 3.42 × (3.21 − 2.6) = 597.36
)× (9.95 − 5.75 )= (0.58 + 0.01 (∑ )
1.44
ﯾﻌﻨﯽ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ 59 ، xدرﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب Cو 41درﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب 5ﻣﯽرﺳﺪ.
±
14 + 10.27
= 0.41
=
(
= 14
)= (1 − 0.59
ﻓﺼﻞ دوم
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ )روش ﯾﮑﺪﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ( ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ )روش ﭘﺮﺗﺎل(
ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺮاي ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺣﺎﺻﻞ از آن ﺿﻮاﺑﻂ ﻻزم ﺑﺮاي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي و اﮔﺮا ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
23
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻣﻘﺪﻣﻪ
در اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه اﺻﻮل ﮐﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﺮاي ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اراﺋﻪ ﻣﯽﮔﺮدد.
در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ،ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ از روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﺷﺪه اﺳﺖ .اﯾﻦ روش ﺑﯿﺎن ﻣﯽﮐﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﯽﺗﻮان در ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﺎ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ در ﻫﺮ دﻫﺎﻧﻪ در ﻓﺎﺻﻠﻪاي ﺑﻪ اﻧﺪازه ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ از ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺗﯿﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﺗﺸﮑﯿﻞ ﻣﯽﺷﻮد )ﻟﻨﮕﺮ
ﺻﻔﺮ اﺳﺖ( ﺑﻨﺎ ﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ دو ﺳﺮ ﺳﺎده ﺑﻪ ﻃﻮل 0.8lو دو ﺗﺎ ﺗﯿﺮ ﻃﺮه در ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.1lﻣﯽﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﺗﮑﯿﻪﮔﺎﻫﯽ ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
) (0.8 = 0.08 ﻣﯿﺎﻧﯽ 8 ) (0.1 ) (0.8 0.09 = + × 0.1 = ﺗﮑﯿﻪ ﮔﺎﻫﯽ 2 2 2 ﺑﺎ اﯾﻦ اﻋﺪاد ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎﯾﯽ و ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ ،ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﻨﺪ ﺳﭙﺲ ﻟﻨﮕﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ را ﺑﺎ رﻋﺎﯾﺖ اﺻﻮل زﯾﺮ ﺑﯿﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ: =
ﻫﺮﮔﺎه دو ﺗﯿﺮي ﮐﻪ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﯿﺎﻧﯽ ﻣﺘﺼﻞ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ داراي ﻃﻮل ﯾﮑﺴﺎن و ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﮔﺬاري ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ ﺑﺎ ﺷﺪت ﯾﮑﺴﺎن ﺑﺎﺷﺪ ﺳﺘﻮن ﻣﺰﺑﻮر
ﺗﺤﺖ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار ﻧﻤﯽﮔﯿﺮد .در ﻏﯿﺮ اﯾﻨﺼﻮرت ﻟﻨﮕﺮي ﮐﻪ از ﻃﺮف ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﻨﺘﻘﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺨﺘﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ وﭘﺎﯾﯿﻦ ،ﺑﯿﻦ
آﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮔﺮدد .ﺑﺮاي ﻣﺜﺎل ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻫﻤﻮاره ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار دارﻧﺪ .ﻫﺮﮔﺎه ﻟﻨﮕﺮ اﻧﺘﻬﺎي ﺗﯿﺮ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ و ﺗﺤﺘﺎﻧﯽ در اﺗﺼﺎل ﮐﻨﺎري ﺑﺎﺷﻨﺪ ﻣﯽﺗﻮاﻧﯿﻢ ﺑﻨﻮﯾﺴﯿﻢ:
و از ﺗﻌﺎدل ﻫﻢ دارﯾﻢ:
+
;
= +
+ =
=
24
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺣﺎل اﮔﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽﻫﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﺑﺎﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ آﻧﮕﺎه: =
=
→
, = + + ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﻓﻮق ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ در ﺟﺪول و ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ. ML
MD
L.L.
D.L.
Length
BEAM
STORY
0 0 0 197 0 0 0 454 0 0 0 454 0 0 0 454
211 76 378 1166 532 192 954 1817 532 192 954 1817 532 192 954 1817
0 0 0 130 0 0 0 300 0 0 0 300 0 0 0 300
250 250 250 770 630 630 630 1200 630 630 630 1200 630 630 630 1200
4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8
B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16
ST4 ST4 ST4 ST4 ST3 ST3 ST3 ST3 ST2 ST2 ST2 ST2 ST1 ST1 ST1 ST1
ﺟﺪول -1ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده 1166
378
1166
378
788
1166
908.5
76
302
431.5
381 954
1817
1817
76
211
211 211
135
192
192
266 532
170 532
954 908.5
381
431.5
431.5
908.5
381 954
1817
1817
954
908.5
398
839
954
489
192
192
232
266
245 532
157 532 183
286
92
205 B15
C10
170
410
465
B16 C11
352 954
1817
978
192
192
266 532
170 532
381
431.5
1817
170
266
B14 C9
C8
143 B13
C7
ﺷﮑﻞ -3ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده ﺑﺮ اﺳﺎس روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ
ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﻫﻢ اﺳﺎس روش ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺑﻪ ﺻﻮرت ﯾﮏ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺎده ﻣﯽﺗﻮان ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﺮاي ﻫﻤﯿﻦ دﻫﺎﻧﻪ ،ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ
ﺑﺪﺳﺖ آورد:
25
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه =
ﮐﻪ در اﯾﻦ راﺑﻄﻪ qﻣﻘﺪار ﺑﺎر ﺧﻄﯽ ﺑﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ و ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﻫﻢ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ .ﺑﺮ اﯾﻦ اﺳﺎس اﺑﺘﺪا ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﺗﻌﺎدل ﻧﯿﺮوي اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي را ﺑﻪ
دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ﺳﭙﺲ 30درﺻﺪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﻗﺎب اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺎ روش ﭘﺮﺗﺎل اﯾﻦ ﻗﺎب را ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در ﻗﺎب Cﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ در ﻓﺼﻞ ﻗﺒﻞ ﺑﯿﺎن ﺷﺪ اﯾﻦ ﻗﺎب ﺣﺪود 59درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ در راﺳﺘﺎي xﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
ﻟﺬا ﺟﻬﺖ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻓﻮق و اﯾﻦ ﻓﺮض ﮐﻪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﻤﻞ ﺷﻮﻧﺪ دارﯾﻢ: = FBrace-Etabs 3.25 7.72 11.56 12.58
FBrace 6.03 10.25 13.31 14.57
Vc 8.23 13.98 18.16 19.88
⟶F
cos47 − V = 0
30%Fc 2.47 1.73 1.25 0.51
ﺟﺪول -2ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ
Fc 8.23 5.75 4.18 1.71 20.49
Fix 13.94 9.75 7.08 2.91 33.68
⟶ 2F
=0
∑
Story ST4 ST3 ST2 ST1 SUM
در ﺟﺪول ﻓﻮق FBraceﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در اﺛﺮ اﻋﻤﺎل ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ Fc ،ﺳﻬﻢ ﻧﯿﺮوي ﻗﺎب Cاز ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و
30%Fcﻧﯿﺰ ﺳﯽ درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺑﺎﯾﺴﺘﯽ ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺣﺪاﻗﻞ 30 درﺻﺪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮﻧﺪ.
ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ در ﺳﺘﻮن آﺧﺮ ﺟﺪول ﻓﻮق ﻫﻢ ،ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در اﺛﺮ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ Exاز ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮماﻓﺰار ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﺷﻮد ﺑﺎ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺗﻔﺎوت ﭼﻨﺪاﻧﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب در ﺗﺤﻤﻞ
ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ،ﮐﻤﯽ ﻣﺤﺎﻓﻈﻪﮐﺎراﻧﻪﺗﺮ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺑﻌﺪ از اﻧﺠﺎم ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﻧﺮماﻓﺰار ﮐﻪ ﺳﻬﻢ ﺑﺮش ﻗﺎب Cدر ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي Exﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﻋﺪد 19.05 tonرا ﻧﺸﺎن داد ﮐﻪ ﺑﺎ ﻋﺪد
ﺣﺎﺻﻞ از ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ 20.49 tonﺣﺪود %7ﺗﻔﺎوت دارد .اﯾﻦ دﻗﺖ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً زﻣﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺧﻄﺎ در ﺟﻬﺖ اﻃﻤﯿﻨﺎن ﺑﺎﺷﺪ.
26
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
3 6.0
8.23 t
P=4.41 47°
.25 10
5.75 t
P=16.32
.31 13
4.18 t
P=33.55 47°
.57 14
1.71 t
P=53.22 43°
C11
C9
C10 5.90
C7
C8
5.70
4.33
2.60
ﺷﮑﻞ -4ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﻞ
0.53
0.52
0.53
0.52
1.06
0.53 P=0.18 0.53 1.43
P=0.00 1.06 1.42
1.43
0.90
1.42
0.90 2.06
P=0.00 1.79 2.06
2.06
2.06
P=0.71 1.16 2.25
P=0.01 2.33 2.26
2.25
2.18
1.09 P=0.78
P=0.00
P=0.00 B16
0.67 P=-0.49
1.07 1.53
0.93
0.67 1.25 t
1.54 0.87
1.39 P=-0.71
0.87
1.39 1.69
1.01
0.51 t
1.69 0.82
1.31
1.58 B15
C10
1.06
P=0.00
P=-0.78 0.82
1.31 B14
C9
1.73 t
1.07
1.58
2.18
1.09
0.64
0.39
P=-0.01 1.69 1.01
2.26
P=-0.18 0.63 1.06
1.69
P=0.00
0.39
P=0.00 1.30 0.93
2.33
1.16
0.63
1.30
P=0.00
0.39
P=0.00 0.76 0.64
1.79
P=0.49
0.24
0.76
P=0.00
C11
0.24
0.39
2.47 t
B13 C8
ﺷﮑﻞ -5ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﻪ روش ﭘﺮﺗﺎل
C7
27
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﻫﻢ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در اﯾﻦ روش ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﺳﺎزه ﺑﺮ اﺛﺮ
»ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ« ﻧﺎﺷﯽ از زﻟﺰﻟﻪ از ﺧﻮد ﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﺪ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﮔﺮدد .اﯾﻦ روﺷﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﺷﺎﻣﻞ روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ« و
روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ زﻣﺎﻧﯽ« اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از روش ﺗﺤﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد .آﺛﺎر ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ ﺑﻪ ﯾﮑﯽ از ﺻﻮرﺗﻬﺎي »ﻃﯿﻒ ﺑﺎزﺗﺎب ﺷﺘﺎب« و ﯾﺎ »ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد« و ﯾﺎ از » ﻃﯿﻒ ﻃﺮح وﯾﮋه ﺳﺎﺧﺘﮕﺎه« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد و ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده از ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻃﯿﻔﻬﺎ ﺑﺮاي ﮐﻠﯿﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎ ،اﺧﺘﯿﺎري اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺳﺎزه ،ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﻨﺪ 4-3-2ﻋﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ: =
=1 ,
⎧1 + ⎪ = 1+ ⎨ )⎪ ( + 1 ⎩
ﺧﺎك زﻣﯿﻦ ﻣﺤﻞ اﺣﺪاث ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از ﻧﻮع ﭼﻬﺎر IVﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
اﯾﻦ راﺑﻄﻪ ﭼﻨﺪ ﺿﺎﺑﻄﻪاي ﯾﮏ ﻧﻤﻮدار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﻬﺖ اﺳﺘﻔﺎده در ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽدﻫﺪ ﮐﻪ در زﯾﺮ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﮐﻨﯿﺪ:
ﺷﮑﻞ -6ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب زﻣﯿﻦ ﻧﻮع ﭼﻬﺎر
ﺑﻌﺪ از ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻃﯿﻒ اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ ، 2-1-4-2ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ) (Bﺑﺎﯾﺪ در ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ،Aﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ Iو ﻋﮑﺲ ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر 1/Rﺿﺮب ﺷﻮد .اﯾﻦ ﺿﺮاﯾﺐ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان SCALE FACTORﯾﺎ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس ﺷﻨﺎﺧﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻈﺮ ﻣﯽرﺳﺪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در ﮐﺎرﺑﺮد ﻟﻔﻆ »ﻧﺴﺒﺖ« ﺑﺮاي ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎ اﺑﻬﺎﻣﺎﺗﯽ وﺟﻮد دارد .زﯾﺮا ﺑﺮ اﺳﺎس وﯾﺮاﯾﺶ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﯾﻦ
ﻟﻔﻆ ﻧﯿﺎﻣﺪه اﺳﺖ و ﺑﺮ اﺳﺎس آﻧﭽﻪ در ﮐﺘﺐ و ﻣﻘﺎﻻت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ،ﻫﻢ ﺑﺎﯾﺪ ﺷﺘﺎب ﮔﺮاﻧﺶ اﻋﻤﺎل ﺷﻮد ﻟﺬا ﺑﻬﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ ﻓﻘﻂ از ﻋﺒﺎرت »ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ.
0.3 × 1 × 9.81 = 0.2943 10
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
28
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 0.3 × 1 × 9.81 = 0.327 9
اﺻﻼح ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎ
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-4-2-4-2در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﮐﻤﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل
ﺑﺎﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ در ﻧﺴﺒﺖ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮب ﺷﻮد و ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎي ﺳﺎزه ﻣﺘﻨﺎﺳﺐ ﺑﺎ آﻧﻬﺎ اﺻﻼح ﮔﺮدد .اﻋﻤﺎل اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺎ ﺿﺮب ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در ﻧﺴﺒﺖ ﻣﺬﮐﻮر اﻋﻤﺎل ﻣﯽﺷﻮد:
اﯾﻦ اﺻﻼﺣﺎت ﺗﺎ زﻣﺎﻧﯿﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ AI × = gﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس اﺻﻼﺣﯽ R ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
از ﯾﮏ ﺑﺰرﮔﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ اداﻣﻪ ﻣﯿﺎﺑﺪ .ﮐﻪ ﻣﻌﻤﻮﻻً ﺑﻌﺪاز ﯾﮏ ﺑﺎر ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ
روﻧﺪ ﻧﯿﺴﺖ .در زﯾﺮ ﺟﺪول ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ واﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و اﺻﻼح ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس آﻣﺪه اﺳﺖ: آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.000 1.000
FY
0 27010 -33970 33960
آﻧﺎﻟﯿﺰ اول FX
-37720 37720 0 20980
LOAD EX SPX EY SPY
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.688 1.457
ﺟﺪول -3ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﻧﺴﺒﺖ آﻧﻬﺎ
FY
0 16000 -33970 23310
FX
-37720 22350 0 14400
LOAD EX SPX EY SPY
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯿﺸﻮد در آﻧﺎﻟﯿﺰ اول ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ )در ﺟﻬﺖ xﺣﺪود 69
درﺻﺪ و در ﺟﻬﺖ yﺣﺪود 46درﺻﺪ( اﻣﺎ ﺑﻌﺪاز اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﺑﺮاﺑﺮ ﺷﺪهاﻧﺪ. اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 5-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800در روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ و ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل اﻋﻤﺎل ﻧﻤﻮد .ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﻢ اﯾﻦ اﺛﺮات ﺑﺎ ﻣﻌﺮﻓﯽ دو ﺑﺎر SPXTو SPYTﺑﺮاي ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ 5درﺻﺪ اﻋﻤﺎل ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ آﻧﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت از 1/2ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺰرﮔﻨﻤﺎﯾﯽ در ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﻧﯿﺴﺖ.
29
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه RATIO
AVERAGE
MAXIMUM
DIR
LOAD
STORY
1.092
0.0034
0.0037
X
EX
ST2-TIR
1.159 1.132 1.056 1.109 1.133 1.146 1.138 1.111 1.145 1.185 1.202 1.093 1.083 1.092 1.09
1.146 1.175 1.203 1.213 1.146 1.175 1.198 1.203
0.0075 0.0056 0.0013 0.0145 0.0114 0.007
0.0024 0.0086 0.0065 0.004
0.0015 0.0107 0.0082 0.0051 0.0018 0.0093 0.0072 0.0044 0.0015 0.0162 0.0127 0.0078 0.0027
0.0087 0.0063 0.0014 0.0161 0.0129 0.0081 0.0028 0.0095 0.0074 0.0048 0.0019 0.0117 0.0089 0.0056 0.0019 0.0107 0.0085 0.0053 0.0018 0.0185 0.0149 0.0094 0.0032
X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
EX EX EX EY EY EY EY
ST4-TIR
ST3-COMP ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
SPX
ST4-TIR
SPX
ST1-COMP
SPX SPX SPX SPX SPX SPX SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY
ﺟﺪول -4ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎﻧﻬﺎي ﺑﯿﺸﯿﻨﻪ و ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ
ST3-COMP ST2-TIR ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن
ﺑﺮاﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 280ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن در ﻫﺮ ﯾﮏ از اﻣﺘﺪادﻫﺎي ﻣﺘﻌﺎﻣﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﺣﺪاﻗﻞ 3ﻣﺪ اول ﻧﻮﺳﺎن ،ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/4ﺛﺎﻧﯿﻪ و ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﮐﻪ ﻣﺠﻤﻮع ﺟﺮمﻫﺎي ﻣﺆﺛﺮ در آﻧﻬﺎ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 90درﺻﺪ
ﺟﺮم ﮐﻞ ﺳﺎزه اﺳﺖ ،ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺗﻌﺪادﺷﺎن ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﻌﺮﯾﻒ دﯾﺎﻓﺮاﮔﻢ ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﻃﺒﻘﺎت ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻘﻂ ﺳﻪ درﺟﻪ آزادي ) 2ﺗﺎ اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ و 1دوراﻧﯽ( دارد ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺼﻮرت اﺣﺘﯿﺎط آﻣﯿﺰ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎ را ﺳﻪ ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻌﺪاد ﻃﺒﻘﺎت ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻧﻤﻮد ﯾﻌﻨﯽ 12ﺗﺎ.
30
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺿﺮاﯾﺐ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ SumRZ 1.8374 68.6644 78.6788 78.989 91.0404 91.2836 92.161 95.2562 95.5079 99.8113 99.8633 99.9551
SumUY 63.7048 63.7907 80.2641 89.2606 89.4045 92.3628 94.7583 94.8285 98.9798 99.1403 99.5918 99.9876
SumUX 13.4728 22.9627 77.4949 79.8802 82.8597 83.4459 94.0631 94.6365 95.3461 95.3729 98.2739 99.8973
ﭘﺮﯾﻮد
ارﺗﻌﺎﺷﯽ Period 0.720521 0.607134 0.375898 0.24111 0.198168 0.132512 0.130446 0.109563 0.087796 0.077079 0.075194 0.060989
ﺟﺪول -5زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب و درﺻﺪ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ ﻣﺪﻫﺎ
ﻣﺪ ارﺗﻌﺎﺷﯽ Mode 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
در ﺟﺪول ﻓﻮق Rﻧﻤﺎد آزادي دوراﻧﯽ و Uﺑﯿﺎﻧﮕﺮ آزادي اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪول ﻓﻮق ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي در ﻧﻈﺮ
ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه ﮐﺎﻓﯿﺴﺖ.
روش ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ
در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ زﻟﺰﻟﻪ ،از ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزهاي دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد ،ﺑﺎﯾﺪ 25درﺻﺪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ را ﺑﻪ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ اﺛﺮ داد و ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ اﯾﻦ ﺑﺮش را در ارﺗﻔﺎع را ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ و ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻧﻤﻮد.
ﺑﺮاي رﻋﺎﯾﺖ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﻓﻮق ،در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس را در 0/25ﺿﺮب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺑﻪ ﻣﻌﻨﺎي ﺗﻘﻠﯿﻞ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد ﭘﺲ از آن ﻣﺠﺪداً ﺗﺤﻠﯿﻞ و ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺮاي ﺗﻨﺸﻬﺎي وارده ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﻨﺪ.
ﻧﺘﯿﺠﻪاي ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﻧﺸﺎن داد اﯾﻦ ﺑﻮد ﮐﻪ ﺑﺠﺰ ﻋﺪه ﻣﺤﺪودي از ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻫﻤﮕﯽ در ﻣﻘﺎﺑﻞ اﻋﻤﺎل 25درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﮐﻤﺘﺮ از ﯾﮏ داﺷﺘﻨﺪ ﺑﺮاي اﺻﻼح اﯾﻦ ﭼﻨﺪ ﻋﻀﻮ ﻣﻘﻄﻊ آﻧﻬﺎ را ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽدﻫﯿﻢ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻬﺎﯾﯽ اﻧﺘﺨﺎب ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ.
ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ در زﯾﺮ ﻣﻘﻄﻊ دو ﺳﺘﻮن در ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ 2IPE180C18ﯾﻌﻨﯽ زوج IPE180ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 18ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﯿﺴﺖ:
31
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﺷﮑﻞ -7ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﻣﻘﺎﻃﻊ اوﻟﯿﻪ
ﺑﺎ اﻓﺰودن ﯾﮏ ورق ﺳﺮاﺳﺮي ﺑﻪ ﭘﻬﻨﺎي 22ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ ﺟﺎن اﯾﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻘﻄﻊ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد:
ﺷﮑﻞ -8ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﻘﺎﻃﻊ
ﺑﺪﯾﻨﺴﺎن ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﯿﻦ ﮐﻠﯿﻪ اﻋﻀﺎ ﮐﻨﺘﺮل ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ و ﻫﺮ ﻋﻀﻮي ﮐﻪ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﺒﺎﺷﺪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد .اﯾﻦ اﻋﻀﺎ در ﺟﺪول ﻧﺸﺎن داده
ﺷﺪهاﻧﺪ:
ﺷﻤﺎره اﻋﻀﺎ C11 C10 B15
ﻃﺒﻘﻪ
ﻣﻘﻄﻊ اوﻟﯿﻪ
ﻣﻘﻄﻊ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﯾﺎﻓﺘﻪ
2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 IPE200 IPE180 ST2,ST3
32
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﻐﯿﯿﺮﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻧﺴﺒﯽ واﻗﻌﯽ ﻃﺮح در ﻣﺤﻞ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎدﯾﺮ زﯾﺮ ﺑﯿﺸﺘﺮ ﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
∆ ≤ 0.025
∆ ≤ 0.02 از ﻃﺮﻓﯽ ∆ ∆ = 0.7 .ﻟﺬا ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ DRIFTاز راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ: 0.025 0.7 0.05 ≤ 0.7
≤
≤ 0.7
≥ 0.7
∆
→
=
در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ: 0.025 0.025 = = 3.97 × 10 0.7 0.7 × 9
0.025 0.025 = = 3.57 × 10 0.7 × 10 0.7
ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه از ﻧﺮم اﻓﺰار اﻋﺪاد زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: DriftY
0.000754 0.0011
0.000856 0.00126
0.000701 0.001314 0.000335 0.000802 0.002205
DriftX 0.000856 0.000773 0.000934 0.000967 0.000838 0.001043 0.000571 0.000772 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 0 1.43 1.43 -4.88 0
X 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 0.851 12.63 12.63 1.71 0.851
(
≤ )
≤ )
Point 11 11 1 11 11 11 1 11 11 11 1 7 11 11 1 7
(
Load EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX
ﺟﺪول -6ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت در اﺛﺮ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ x
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
33
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
DriftY
0.001146 0.001337 0.001723 0.001998 0.001892 0.002205 0.001152 0.001336 0.002205
DriftX 0.00044
0.000812 0.00072
0.001151 0.000781 0.00124
0.000414 0.000767 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0
X 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851
Point 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7
ﺟﺪول -7ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در راﺳﺘﺎي y
Load EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
ﺑﺎ ﻣﻼﺣﻈﻪ ردﯾﻔﻬﺎي ﻣﺎﮐﺰﯾﻤﻢ در ﻣﯽﯾﺎﺑﯿﻢ ﮐﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت از ﺣﺪ ﻣﺠﺎز ﺗﺠﺎوز ﻧﻨﻤﻮده اﺳﺖ. ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 16-11-3-10ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ،در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻗﺎب ،ﺑﺎﯾﺪ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻧﺎﺷﯽ از ﻋﻨﺎﺻﺮ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ و اﻧﺘﻘﺎل ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ اﻧﺘﻬﺎي ﻗﺎﺑﻬﺎ ،در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ در دﻫﺎﻧﻪ داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻧﺒﺎﯾﺪ
ﺳﻘﻒ ﺻﻠﺐ ﺗﻌﺮﯾﻒ ﺷﻮد ﺗﺎ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎ اﯾﺠﺎد ﮔﺮدد .اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ در ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي اﻫﻤﯿﺖ ﺑﺴﺰاﯾﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دارد.
34
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﻣﺒﻨﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر آن ﻣﻘﺪاري ﻣﺘﻔﺎوت از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در
ﮐﺘﺎﺑﻬﺎي ﻣﻌﻤﻮل در ﺑﺎزار ،ﺑﺮاي ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﻌﻤﻮﻻً آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ AISC-89را ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﺗﻄﺎﺑﻖ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت
ﺑﺎرﮔﺬاري آن ﺑﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯽﮐﻨﻨﺪ و از اﯾﻦ رو ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري اﺷﺎرهاي ﺻﺮﯾﺢ ﻧﮑﺮدهاﻧﺪ اﻣﺎ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺴﺨﻪ ﺳﺎل 89اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻗﺎدر ﺑﻪ درﯾﺎﻓﺖ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻟﺮزهاي در ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ دﻟﯿﻞ در
اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﮐﻪ در راﺳﺘﺎي yﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه +ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﯽ ﺑﺎﺷﺪ اﺳﺘﻔﺎده از اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻣﻘﺪور و ﻣﻨﺎﺳﺐ ﻧﯿﺴﺖ .ﻟﺬا ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺟﺪاﮔﺎﻧﻪ ﺑﺮاي آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ UBC97-ASDﮐﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﻟﺮزهاي ﮐﺎﻣﻞ و ﻣﺘﻨﺎﺳﺒﯽ ﺑﺎ ﻣﺒﺤﺚ ﻧﻬﻢ دارد ﺗﻌﺮﯾﻒ
ﺷﺪه اﺳﺖ و از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﭘﯿﺶﻓﺮض اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﻧﺸﺪه اﺳﺖ .ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪه ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮﻧﺪ ،از اﯾﻦ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر COMB50ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و از آن ﺑﻪ ﺑﻌﺪ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻻزم
ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ در ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﺑﺎرﻫﺎي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﺎ ﻋﻼﻣﺖ ﻣﺜﺒﺖ و ﻣﻨﻔﯽ وارد ﺷﻮﻧﺪ.
± 0.3 ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3
± ± + + + + ± ± ± ± ± ±
=1 =2 + = 3, 4, 5, 6 + = 7, 8, 9, 10 + = 11, 12, 13, 14 = 15, 16, 17, 18 = 19, 20, 21, 22 = 23, 24, 25, 26 = 27, 28, 29, 30 = 31, 32, 33, 34 = 35, 36, 37, 38 = 39, 40, 41, 42 = 43, 44, 45, 46 = 47, 48, 49, 50 = 51 + + = 52 + + = 53 + + = 54 + + = 55 + = 56 + = 57 + = 58 +
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ ..ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮا و اﺗﺼﺎﻻت آن ﺳﺘﻮن
ﺗﯿﺮ
اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮﺳﺘﻮن )(Base Plate
ﭘﯽ ﻧﻮاري
ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﻣﻘﺎﯾﺴﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ و ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي در ﭘﺎﯾﺎن ﻃﺮاﺣﯽ ﻫﺮ اﻟﻤﺎن
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
36
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮاي ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﺳﻬﻤﯽ از ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺛﻘﻠﯽ ﻧﺪارﻧﺪ ﻟﺬا: ) = 0.75 × 14.57 = 10.93
+
(= 0.75
+
= 14.57 ⟶ = =0
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﻧﺎوداﻧﯽ ﺷﻤﺎره 100را ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﺒﻪﻫﺎي ﺑﺎل آن 1 cmاﺳﺖ ،اﻣﺘﺤﺎن ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻣﺸﺨﺼﺎت اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ و ﻧﺤﻮه ﮐﻨﺘﺮل ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ اﺳﺖ:
)اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻮﺟﻪ داﺷﺖ ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺑﺎزار ﺑﯿﺸﺘﺮاز ﻧﻮع UPAﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ و در اﯾﻦ ﻣﻮرد ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﺻﺤﯿﺢ ﺑﻪ ﺟﺪاول ﻣﻘﺎﻃﻊ اﻫﻤﯿﺖ ﻓﺮاواﻧﯽ دارد .ﭼﺮا ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺟﺪول اﺷﺘﺎل UNPﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﺣﺪود ﯾﮏ ﺷﻤﺎره از UPAﺑﺰرﮔﺘﺮ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﯾﻌﻨﯽ ﻣﺜﻼً ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺎزاري UPA10ﺑﺎ ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ UNP8ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ و ﺑﯽﺗﻮﺟﻬﯽ ﺑﻪ اﯾﻦ اﻣﺮ ﻣﺘﺄﺳﻔﺎﻧﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ
ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺎﻣﻄﻠﻮﺑﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ ﺧﻮاﻫﺪ داﺷﺖ( .
X
= 3.352
= 52.54
+
=1
= 2 × 10.9 = 21.8
= 3.99 ,
=
= 0.67 ,
=
,
10
= 0.5
1 × 0.5 × 352 = 44.11 3.99 ⟶ 1 × 0.67 × 352 = = 52.54 3.35 =
2 ⎧ ⎪ ⎨ ⎪ ⎩
ﺗﻮﺟﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﭼﻮن دو ﺳﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﻟﺬا ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﻣﺆﺛﺮ kﺑﺮاﺑﺮ ﯾﮏ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد وﻟﯽ از ﻃﺮﻓﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺿﺮﺑﺪري ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻌﺶ در ﮐﻤﺎﻧﺶ درون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.5و در ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺑﺮون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.67ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد. ﻻﻏﺮي ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري
ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز
/
= 1221
→ = 131.42
2
=
= 52.54 ,
=
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-10-3-10در اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي ﻫﻤﮕﺮا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري از راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد در اﯾﻦ
راﺑﻄﻪ Bﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺎﻣﯿﺪه ﻣﯽﺷﻮد.
37
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 1 = 0.83 ≥ 0.8 ]) _ [1 + (( / ))/(2 /
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﺎدﺑﻨﺪ
. .
= 1017
<
,
=
= 0.83 × 1221 = 1017
10.93 × 10 = 501.38 21.8
=
=
=
=
=
⇢
501.38 = 0.49 < 1 1017 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار 0.637ﺑﺮاي ﻣﺠﻤﻮع اﺛﺮات ﺧﻤﺸﯽ ،ﻓﺸﺎري و 0.603ﺑﺮاي اﺛﺮ ﻣﺤﻮري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺟﺎﻟﺐ آﻧﮑﻪ دﻟﯿﻞ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﻧﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﮐﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺴﯿﺎر ﮐﻤﺘﺮ از ﻣﻘﺪار ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ!!!
ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻻﻏﺮي ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل ،ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﻻﻏﺮي ﻣﺠﺎز ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ .اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800
اﺳﺖ.
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﻘﻤﻪﻫﺎ:
ﯾﻌﻨﯽ در ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ و ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه ﯾﮏ ﻟﻘﻤﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار ﮔﯿﺮد.
= 52.54
> = 123
≤ 123 ⇢ ≤ 168.5
6025
1.37
= =
ﺗﮑﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
38
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت زﯾﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ Br-4ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ در اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ IPE220ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺷﺮاﯾﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﻓﺸﺮده را داراﺳﺖ.
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاي ﺑﺮش و ﺧﻤﺶ ﺑﺮاﺳﺎس ﺟﺪول 1-3-10ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان از
ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
/
= 360
= 0.55 = 0.55 × 2400 × 22 × 0.59 = 17133.6 = = 480.27 × 2400 = 1152648 .
< 0.15
= 7.55
→
= 33.4
= 107.63
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺮش ﺣﺎﮐﻢ ﺑﺮ ﻃﺮح اﺳﺖ .و ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ آن ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد: دوران ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ < 0.09
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
,
= 252.132
< 1.6
= 100
= 17133.6
∆ . 1.37 × 10 × 240 × 340 = = 4.658 × 10 .ℎ 100 × 240
= =
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﯾﺪ از ﯾﮏ ورق ﺗﮏ ﺑﺪون ﻫﺮﮔﻮﻧﻪ ورق ﻣﻀﺎﻋﻒ ﮐﻨﻨﺪه ﺗﺸﮑﯿﻞ ﯾﺎﺑﺪ .ﻫﯿﭽﮕﻮﻧﻪ ﺑﺎزﺷﻮﯾﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ در ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺗﻌﺒﯿﻪ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﻤﯽﺗﻮان از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻻﻧﻪزﻧﺒﻮري اﺳﺘﻔﺎده ﻧﻤﻮد .ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺮش ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از 0.8 Vpﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 13706.88
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
< 0.8
= 2528.29
در اﻧﺘﻬﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﮐﻪ ﻋﻀﻮ ﻗﻄﺮي ﺑﻪ آن ﻣﺘﺼﻞ اﺳﺖ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﺎن در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع در دو ﻃﺮف ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﻋﺮض ﮐﻞ
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از
−2
ﭘﺮوژه ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از170 50 10 : ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ
و ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﻬﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ
2
0.75از 10ﯾﺎ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ اﺑﻌﺎد اﯾﻦ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ در اﯾﻦ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ آﻧﮑﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺣﺎﮐﻢ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع ﺟﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻣﻘﻄﻊ ﮐﻤﺘﺮ از 600ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ اﯾﻦ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻓﻘﻂ در ﯾﮏ ﻃﺮف ﻗﺮار ﻣﯽﮔﯿﺮﻧﺪ .ﻓﺎﺻﻠﻪي ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺑﺮ
= 38
5
−
اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 8-11-3-10ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﻧﺒﺎﯾﺪ از − /5
38
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ
38ﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ.
اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺑﺎﯾﺪ داراي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻓﺸﺎري ﺣﺪاﻗﻞ 1/5ﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﻈﯿﺮ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﻨﺘﺮل ﮐﻨﻨﺪه ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﺷﺪ.
39
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮ:B16
ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﻮﺟﻮد در ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ،ﺑﻪ ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ در ﺑﺘﻦ ﻣﺪﻓﻮناﻧﺪ ﻃﻮل ﻣﻬﺎر ﻧﺸﺪه ﻧﺎﭼﯿﺰ و ﺣﺘﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﮔﻔﺖ ﮐﻪ ﺻﻔﺮ دارﻧﺪ ﻟﺬا اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ
ﺑﺎ اﺗﮑﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﺎﻓﯽ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﻮرده ﺷﺪه ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎﻃﻊ در اﮐﺜﺮ ﺣﺎﻻت ﺟﺰء ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻓﺸﺮده ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ:
= 0.66 = 1584 / و ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﮐﻪ اﻧﺠﺎم ﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ ﺗﯿﺮ B15در ﺑﺎم ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: .
ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ :
= 0.52
.
, .
150 = 0.227 250
) = 0.84
+
× = 0.378 +
,
.
= 0.378
(= 0.75
ﻣﻘﺪار اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺎﺻﻠﻪ از ﻧﺮماﻓﺰار 0.75 × 1.957 = 1.79ﺗﻔﺎوت زﯾﺎدي دارد.
. .
<
1.79 × 10 = 113 1584 18 ∶ = 146 =
1.79 × 10 = 1226 146
=
=
:اﺷﺘﺎل =
1226 = 0.77 1584 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.85اﺳﺖ .در ﻃﺮاﺣﯽ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻋﯿﻨﺎً ﺑﺎ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ وﻟﯽ در =
= ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ
ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ اﺧﺘﻼﻓﯽ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً در ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﺗﻔﺎوت اﻧﺪﮐﯽ وﺟﻮد دارد .ﺷﺎﯾﺎن ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﯾﮏ ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﺗﺪاﺧﻞ آﮐﺲ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﺪ اﯾﻦ ﺷﺎﯾﺪ ﯾﮑﯽ از دﻻﯾﻞ اﯾﻦ اﺧﺘﻼف ﺟﺰﺋﯽ در ﻣﯿﺰان ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﺑﺎﺷﺪ.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻓﻮق ،ﻣﻘﻄﻊ IPE18ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ.
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9در ﻃﺒﻘﻪ اول
اﺑﺘﺪا ﺳﺘﻮن را ﺗﺤﺖ زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ xﻣﻮرد ﺑﺮرﺳﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ .در اﯾﻦ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ وﺟﻮد ﻧﯿﺮوي ﻓﺸﺎري و ﻟﻨﮕﺮ ﺧﻤﺸﯽ ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﻃﺒﻖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﯿﺮ-ﺳﺘﻮن ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮد.
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮم اﻓﺰار
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
ﺑﺎر ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده PD
27.89
24.81
11.04
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه PL
8.2
7.7
6.10
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ PE
53.22
40.8
23.34
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده MD
0.41
0.81
97.56
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ML
0
0.52
!#DIV/0
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ME
1.58
0.112
92.91
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
66.98
54.98
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
1.49
1.08
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺟﺪول ﻓﻮق اﺧﺘﻼف در ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﮐﻢ وﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ وﻟﯽ در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻓﺮﺿﻬﺎي ﺳﺎدهﺳﺎزي ﮐﻪ در
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺻﻮرت ﻣﯽﮔﯿﺮد اﺧﺘﻼف ﺑﺴﯿﺎر زﯾﺎد اﺳﺖ .ﻣﺎ در اﯾﻨﺠﺎ ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ را ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﻪ دﻟﯿﻞ دﻗﺖ ﺑﯿﺸﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ را ﺑﺪﺳﺖ آورﯾﻢ:
= 0.75( + + ) ≅ 55 ) = 1.08 (= 0.75 + + . ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﺗﻮان اﺑﺘﺪا ،ﯾﮏ ﻣﻘﻄﻊ را ﺣﺪس زد ﺳﭙﺲ ﮐﻔﺎﯾﺖ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ را ﺑﺮاي ارﺿﺎي ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﺑﺮرﺳﯽ ﻧﻤﻮد:
اﺑﺘﺪا 2IPE22را ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 22ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻫﻨﺪﺳﯽ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ
A
Sx
Sy
rx
ry
2.48 9.11 37.3 252 33.4 IPE220 11.11 9.11 388.36 504 66.8 2IPE220C/C22 ﭼﻮن ﻗﺎب ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺷﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا = 1
=
و ﻃﻮل آزاد ﺳﺘﻮن ﻫﻢ ،ﺑﺮاﺑﺮ 2.1mﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ از ﺑﺴﺘﻬﺎي ﻣﻮازي
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﻣﺆﺛﺮ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﮐﻨﯿﻢ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﺗﮏ ﻧﯿﻤﺮخ ﻋﻀﻮ ﻓﺸﺎري ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ از ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي )
( ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﻮد.
در ﻗﺴﻤﺘﯽ ﮐﻪ ﺑﯿﻦ دو ﺑﺴﺖ ﻣﺘﻮاﻟﯽ ﻗﺮار دارد از 40و
41
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
< 40 × 2.48 = 99.8
2 × 18.9 × 11.11 = 140 3
⟶
<
⟶ < 40
2 × 3
<
=
= 18.9 ,
در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺑﺨﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ و ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺑﺴﺘﻬﺎ را 70 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﭘﺲ:
= 33.97
23.05
33.97
823.09
+
70 ⟶ = 28.23 2.48
=
=
=
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ 1364.00
0.94
20329.66
= 1316
1440.00
214.58
Stability 0.77
= 33.97
55 × 10 823.09 = 823.09 = ⟶ = 0.60 > 0.15 66.8 1316 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺸﻤﻮل ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﺑﻨﺪ 1-6-1-10ﻣﯽﺷﻮد و ﺑﺎﯾﺪ ﻫﺮ دو ﻣﻌﯿﺎر ﭘﺎﯾﺪاري و ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﯾﻦ ﺑﻨﺪ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﻮد: ≥ 0.4 ,
= 0.567 + 0.267 + 0.41 = 1.24
=
= 0.6 − 0.4
1.24 = 0.94 1.44
= 0.6
,
= 0.6 − 0.4 −
= 25.42
12 23
=
=
1.08 × 10 = 214.58 504
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﺑﻮدن ﻟﻨﮕﺮ در اﻣﺘﺪاد yﻣﯽﺗﻮان از ﺗﻨﺸﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﻣﻮﺟﻮد در اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد ﻟﺬا دارﯾﻢ: = 0.77 < 1 22 / 22
=
⎨ ⎪ ⎩
= 0.112 + 0.522 + 0.81 = 1.44
× 2.1 × 10 = 16734.83 25.42 = 1440
⎧ ⎪
= 23.05
⟶
⟶ = 33.97
Strength 0.72
2
.
1−
.
+
⟶ = 0.72 < 1
+
12 23 =
= =
1−
+
+ 0.6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
42
از ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ اوﻟﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﭘﺎﯾﺪاري و دوﻣﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺳﺘﻮن اﺳﺖ ﮐﻪ ﻫﺮ دو ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﺪﻧﺪ. ﺟﻬﺖ y
در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ اﻃﻼﻋﺎت ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-24.81
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
-7.69
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه
0.495
11.89
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-0.019
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
0.038
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
0.39
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
-15.46
231.44 = 0.17 > 0.15 1316
=
15.46 × 10 = 231.44 66.8
⟶
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺳﺘﻮن در ﺟﻬﺖ xﺑﺴﯿﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ از ﺟﻬﺖ yﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت در ﺟﻬﺖ yﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﺣﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت وﯾﮋه آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻧﯿﺰ در ﺟﻬﺖ xﺑﺮرﺳﯽ ﺷﻮﻧﺪ )ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ( ×
× = 1.7 ×
ﮐﻨﺘﺮل ﻓﺸﺎر ﮐﻨﺘﺮل ﮐﺸﺶ
= 149.44
≤
=
+ 2.8
≤
ﻓﺸﺎر ﻣﺤﻮري
+ 0.8
+ 2.8
ﮐﺸﺶ ﻣﺤﻮري
0.8
24.84 + 0.8 × 7.7 + 2.8 × 40.8 = 145.24 < 1.7 × 1316 × 66.8 × 10
0.8 × 24.84 + 2.8 × 40.8 = 134.11 < 2400 × 66.8 × 10 = 160.32 ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد ﮐﻪ ﻫﺮ دو راﺑﻄﻪ ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻦ ﺳﺘﻮن 2 22 / 22ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﻟﺒﺘﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ
ﺑﻌﺪاً ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺎ ﺑﻘﯿﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﭗ ﺷﻮد و ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ از ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻌﺎدل آن اﺳﺘﻔﺎده ﺷﻮد. ﺟﻮش ورﻗﻬﺎي ﺳﺮاﺳﺮي
ﺣﺪاﻗﻞ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﺟﻮش ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق ،از ﺟﺪول 1-7-1-10ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق اﯾﻦ ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﺮاﺑﺮ 4ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
=6
⎯⎯
= 5.66
45
≥
≥4
→
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺗﻨﺶ وارده ﮐﺎﻓﯽ اﺳﺖ .ﺣﺪاﻗﻞ ﻃﻮل ﺟﻮش در ﭘﺎي ﺳﺘﻮن ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻌﺪ ﻋﻀﻮ اﺳﺖ .اﯾﻦ ﻃﻮل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻧﯿﺮوي ﻣﺴﺎوي ﺣﺎﺻﻠﻀﺮب ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ورق در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 65
در ﺑﻘﯿﻪ ﻃﻮل ورق ،ﻃﻮل ﺟﻮش ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد:
→
> 0.6 × 2400 × 22 × 0.8 = 25344 = 10
⎯⎯
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ اﯾﻦ ﺟﻮﺷﻬﺎي ﻣﻨﻘﻄﻊ اﮔﺮ ﺟﻮش ﺑﻪ ﺻﻮرت ﻣﻮازي ﺑﺎﺷﺪ از رواﺑﻂ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد: = 173.1
, 300
در ﻧﺘﯿﺠﻪ اﯾﻦ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺮاﺑﺮ 150ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد.
1060
×
650
≥ 10 = 10 × 0.8 = 8
≤ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﻮﺷﻬﺎ
43
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ ﮐﻒ ﺳﺘﻮن )(Base Plate
در ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﺎت ﮐﻒ ﺳﺘﻮن ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻋﺎﻣﻞ ﻣﻬﻤﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ،زﯾﺮا در ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﻓﺸﺎري اﺳﺖ ﯾﺎ ﮐﺸﺸﯽ ﯾﺎ
اﯾﻨﮑﻪ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﺑﻌﻀﯽ از آﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﻣﯽاﻓﺘﺪ و ﺑﻌﻀﯽ دﯾﮕﺮ ،ﺗﻨﻬﺎ ﻋﺎﻣﻞ ﻫﻤﯿﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﮐﻪ اﮔﺮ ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ eاز ﯾﮏ ﺷﺸﻢ ﺑﻌﺪ ﭘﯽ در آن راﺳﺘﺎ
ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد ﻫﻤﻪ ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﻓﺸﺎر ﺑﻮده و ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺻﻔﺤﻪ ﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي
ﻓﺸﺎري ﺧﺎﻟﺺ ﻗﺮار دارد و از ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺟﻮد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﮐﺮد و اﻟﺒﺘﻪ در ﻫﻨﮕﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﻪ ﻃﻮر ﻣﺤﺎﻓﻈﻪ ﮐﺎراﻧﻪ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﻃﻮر ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ در ﮐﻞ ﺳﻄﺢ ﺗﻤﺎس ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺣﺎل ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﻣﺸﺨﺺ ﮐﻨﯿﻢ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻗﺎﺑﻞ ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﯾﺎ ﻧﻪ؛ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻌﺪ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن ﻣﺸﺨﺺ ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﺎ ﻓﻌﻼً آن را ﺣﺪس ﻣﯽزﻧﯿﻢ.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن در ﻧﻘﻄﻪ ﺷﻤﺎره :19 )My(ton.m -0.16 -0.008 -0.937 0.284
)Mx(ton.m -0.012 0.001 -0.141 0.951
ﺻﻔﺤﻪ را ﺑﺼﻮرت ﻣﺮﺑﻌﯽ ﺑﻪ ﺿﻠﻊ 40ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯿﮕﯿﺮﯾﻢ: ) = 13.3
.
= 55.1
.
) = 0.114 ) = 0.83
)
)P(ton 29.25 8.03 -55.03 36.19
= 40
+ +
+
+
40 6 40 < = 0.06 6 < = 0.01
=
(
(= 0.75
+ +
Load DEAD LIVE EX EY
Point 19 19 19 19
+
+
= 0.75
(= 0.75
(= 0.75
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﻣﯽﺗﻮان ﻣﺴﺎﻟﻪ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎر ﻣﺤﻮري ﺧﺎﻟﺺ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﻤﻮد:
اﺑﻌﺎد ﺳﺘﻮن b=d=22 cm
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺘﻦ ﭘﯽ
/
= 0.5( − 0.95 ) = 9.55 = 0.5( − 0.8 ) = 11.20
240ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا:
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﺠﺎز ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده ...................................... ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده .......................... .
<
/
/
= 0.3 × 240 = 70
= 34.43
× . ×
=
=
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
44 3 0.75
= 2.33
=
ﻻزم
ﻟﺬا ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 2.5 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد ،وﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪه ﻧﯿﺴﺖ .ﭘﺲ :
400 × 400 × 25 ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻧﻘﺎط دﯾﮕﺮ اﯾﻦ روﻧﺪ در ﻗﺎﻟﺐ ﯾﮏ ﺑﺮﻧﺎﻣﻪ اﮐﺴﻞ ﺗﮑﺮار ﺷﺪ و ﻣﺸﺨﺺ ﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪاي ﺑﺎ اﯾﻦ اﺑﻌﺎد ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ
ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ ،ﺿﻤﻦ آﻧﮑﻪ ﻫﯿﭽﮑﺪام از ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ داراي ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﻫﺴﺘﻪي ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﻨﺪ.
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺮاي ﺻﻔﺤﺎت زﯾﺮ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ،ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺧﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺻﻔﺤﻪ داراي ﯾﮏ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺘﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺸﺎن داد ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﺻﻔﺤﻪ ﻓﻮق ﮐﻔﺎﯾﺖ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
در ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ ﺗﻨﺶ در زﯾﺮ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن ﺷﻤﺎره 8ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﺎﯾﻨﺪه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ .در اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن آﻣﺪه اﺳﺖ.
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺻـــﻔﺤﻪ ﺳـــﺘﻮن
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺳـــﺘﻮن
1.60 cm
49.90 kg/cm2
7.40cm
46.33 kg/cm2
64.39 kg/cm2
ﺷﮑﻞ -9ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
)My(ton.m 0.01 -0.026 -0.833 0.038
.
)Mx(ton.m -0.033 -0.044 -0.11 0.82
)P(ton 43.28 12.71 -10.16 -29.86
Load DEAD LIVE EX EY
ﺟﺪول -8ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
/
= 84
< 0.7
Point 8 8 8 8
= 64.39 / /
49.90 30.58
−
=
+ 6
1±
= 0.75
=
1 2 7.4 × = (64.39 − 46.33) × 40 × 7.4 × + 46.33 × 40 = 53346.25 2 3 2 6 × 53346.25 = = ≤ 0.75 → ≥ 2.11 40
ﻟﺬا ﻫﻤﺎن ﺿﺨﺎﻣﺖ 2/5ﺳﺎﻧﺘﯽ ﻗﺒﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ و ﺑﺪون ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ .ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻌﺪ 40 ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮح ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ وﻟﯽ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ از ﺑﻌﺪ 45ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻫﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
45
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻮرد اﺳﺘﻔﺎده در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﺨﺘﻠﻂ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺗﻤﺎﻣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﺻﻠﺐ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﯾﮏ
ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﺗﺼﺎﻻت ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﺑﺰرﮔﺘﺮﯾﻦ ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ در اﺗﺼﺎﻻت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ. ﻣﻘﻄﻊ ﺗﯿﺮ 2IPE22FC1 :ﺑﺎ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ 385.22 cm3
ﺑﺮش ﻣﻮﺟﻮد در ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه8.13 ton : ﻃﺮاﺣﯽ ورق ﺟﺎن
.
= 385.22 × 0.66 × 2400 × 10 = 8.13
= 6.10
=
اﻧﺪازه ﻓﺎﺻﻠﻪ رواداري )ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﻮﻧﺘﺎژ( را ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 2ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .از دو ﻋﺪد ورق PL170X100X10در ﺟﺎن ﺑﺮاي ﻧﮕﻬﺪاري ﺗﯿﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ﺟﻮش B ﺟﻮش A
اﺗﺼـــﺎل ورق ﺟﺎن و
ﺟﻮﺷﻬﺎي B æA
10 cm
d=17 cm
V X
8 cm
ﺷﮑﻞ -10ﺟﻮش ورق ﺟﺎن
= 1.94 cm
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
46
)(8 +6 + )8(8) + 6(8)(17 − = − = 1782.63 12 2 + 12 2(8) + 17 = (10 − 1.94) = 65532.73 . 8
=
= 123.18 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﺑﺮش ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . )2 17 + 2(8 ) (10 − = 148.16 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﻗﺎﺋﻢ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . = ) (2 )( /2 = = 156.24 ﻣﺆﻟﻔﻪ اﻓﻘﯽ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … . . . … … … … … … … … . ) (2
=
ﺗﻨﺶ ﮐﻞ ﺟﻮش … … … … . . … … … … … … . . … … … … . … … … … .
= 313.12
"
)"
+
ارزش ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . … … … . . . . = 0.5
+
(
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ............................................... ................................
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
ﺟﻮش
= 0.5
=
→ = 0.48
=
650
(0.4)(2400)(1) = 960
/
= (650)(0.5) = 325
/
"
= 650
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻣﻨﻈﻮر ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ: ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ........................................ .........................................
"
650
ﺑﺮاي ورق ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ .ﺑﺮاي ﺟﻮش Bﮐﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ از دو ﺟﻮش ﺧﻄﯽ ﻗﺎﺋﻢ ﺑﻮده و ﺗﺤﺖ ﺧﻤﺶ و ﺑﺮش
ﻗﺮار دارد ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ:
.
1 (17) (1) = 818.83 12
=2
= (8.13 × 10 )(10 − 1.94) = 65532.73 /
/
= 680.27 /
ﻃﺮاﺣﯽ ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﺧﻤﺸﯽ:
= 239.12
2
+
= 721.07
= 1.2
)( /2
→ = 1.11
6.1 = 23.47 0.24 + 0.02
=
=
=
650
=
=
=
ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 0/02ﺑﺮاي ورﻗﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ .ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺟﻮش ﺷﯿﺎري ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﻠﺰ ﻣﺒﻨﺎ ) (0.6اﺳﺖ ،اﻣﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﮐﻨﺘﺮل ﺟﻮش) ( = 0.75ﺑﻪ آن اﻋﻤﺎل ﺷﻮد .در راﺑﻄﻪ زﯾﺮ Lﻃﻮل ﺟﻮش و tﺿﺨﺎﻣﺖ آن اﺳﺖ. = 21.73
→ = 23.47 × 10
= 14
×
→
×
= 0.6
= 1.8
47
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
30
L=15
5
10
2
14
10 2
ورق روﺳــﺮي
ورق زﯾﺮﺳـــﺮي
ﺷﮑﻞ -11ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﮔﯿﺮدار
از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺑﺎ ﻓﺮض
= 1.0
دارﯾﻢ:
= 13.05 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل 14ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
→ (2L + 10) = T = 23.47 × 10
650
ﻃﺒﻖ ﺗﻮﺻﯿﻪ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،2800ﻃﻮل Lﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 10tpﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل L=15<10tp=18cmاﺳﺖ .ﻋﺮض 10 cmورق
ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﮐﺸﺶ 23.47 tonرا ﺗﺤﻤﻞ ﮐﻨﺪ. .
> 23470
(0.4)(2400)(1.8) = 25920
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
48
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﮐﻞ ﺑﺎر ﺳﻘﻒ ﺑﺪون ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﻣﺮﮐﺐ..............................................................
/
420 + 125 − 17.56 = 527.44
ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ ............................................................. ............................................................................. ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ ........................................ ...................................................... ..................................
ﺑﺎر زﻧﺪه ................................................... ............................................................................................................
/
/
220
/
350
327.44
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ 90 :ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﻃﻮل ﺗﯿﺮ= 5/80ﻣﺘﺮ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ:
= 0.9
+ , + 16 2 4 )ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 ,
=
)ﺑﺎر زﻧﺪه +ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 8
8
=
=
=
از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺗﯿﺮ ﻣﺮﮐﺐ )ﺑﻌﺪ از ﺳﺎﺧﺖ ( ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎر زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ اﺳﺖ ،ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﭘﺮوﻓﯿﻞ در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ از ﭘﺮوﻓﯿﻠﯽ ﺑﺎ
∶ 160
اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻌﯽ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد.
= 10
=
→
= 210
= 17.38
= 3542.7
3542.7 = 535.24 )(16 + 4 − 17.38 3542.7 = 203.83 17.38
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﻗﺒﻞ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﺣﯿﻦ ﺳﺎﺧﺖ(
= )
= )
(
(
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﭼﻮن ﻫﻨﻮز ﺑﺘﻦ ﺳﻔﺖ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ ﻧﺪارد و ﺑﺎر ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ
ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﻧﻪ ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ. .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﺑﻌﺪ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ(
= 766 ≤ 0.6
=
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ دارد و ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي و ﺑﺘﻦ ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
49
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺑﺘﻦ:
= 2024 ≤ 0.9
+
+ = 63 ≤ 0.45 ) (
.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ:
)
(
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ ﻃﺮاﺣﯽ :
= =
0.85
= 24120 , 2 2 ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﯾﮏ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮ از ﻣﻘﻄﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ 60و ﺑﺎ ﻃﻮل 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﺎ ﺟﺪول -1-2-1-10اﻟﻒ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: ﺗﻌﺪاد ﮔﻠﻤﯿﺦ ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﯿﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺻﻔﺮ :
× 1000 = 3400 ≅7
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﮔﻠﻤﯿﺨﻬﺎ از ﻫﻢ: .
ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ:
= 64
=
= 0.68
= 5.8 = 40 7×2
<8
=
ﺑﺮاي ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ و ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺧﯿﺰ ﻻزم اﺳﺖ ﻣﻤﺎن اﺳﺘﺎﺗﯿﮏ ﻣﻘﻄﻊ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﺟﺎي nﺑﺎ 2nﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮد .در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ 4/5ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ و ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﺷﺎﺧﺺ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮﻧﺪ. ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﺧﯿﺰ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از . .
580 = 2.42 240
>
= 15.7 = 2945 و ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه و ﻣﺮده ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از ∗
= 2.94
∗
5 × 384
+
5 × 384
ﺑﺎﺷﺪ: =
5 580 × = 1.42 < = 1.61 . . ∗ 384 360 ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﻣﻘﻄﻊ IPE16ﺑﺮاي ﺧﯿﺰ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده و زﻧﺪه ﺟﻮاب ﻧﻤﯽدﻫﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎﻻﺗﺮي را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ =
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه ،ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﺧﯿﺰ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ IPE18ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﮐﻪ اﻋﺪاد ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از :
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺧﻤﺸﯽ ?ok ok
fc 50.13952
S<8tc YES
8tc 64
fs ?ok 1531.512 ok ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ S 40.71429
N 8.44
?ok ok
fsD 550.7723
qunp60 3400
Vh 28680
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
50
:ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ ybar 15.61
I*tr delta(D+L) 3250.04 2.32
ok? ok
delta(L) 1.29
ok? ok :ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش
Vmax 2301.93
fv 255.77
0.4fy 960
ok? ok
51
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻃﺮح ﻟﺮزهاي ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﺗﺼﺎل ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﮐﻤﺘﺮﯾﻦ دو ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد: (Iﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﺸﺸﯽ اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ )
(
Ω (IIﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺣﺎﺻﻞ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺗﻨﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس اﯾﻦ دو ﺑﻨﺪ ﻧﯿﺮوي ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد: ﺧﺮوﺟﯽ ) Etabs
{2400 × 21.8,2.8 × 10.93} = 30604 = (34380ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻔﺎوت آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﮐﻪ دارد ﻣﻘﺪاري ﺑﺎ اﯾﻦ ﻋﺪد ﻣﺘﻔﺎوت اﺳﺖ و ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ اﺣﺘﯿﺎط ﻣﺎ
ﻫﻤﺎن ﺧﺮوﺟﯽ ﻧﺮماﻓﺰار را ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎل ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﻄﻪ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن:
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ
=7
دارﯾﻢ:
= 34380
⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 18.9 = ×4 = 20را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻃﻮل ﺟﻮش اﻓﻘﯽ را و ﻃﻮل ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ را
= 25143 = 23447 ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش 7ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ دارﯾﻢ: = 27.6
= =
ﻣﯽﻧﺎﻣﯿﻢ:
→ = 43°
⎯⎯⎯⎯⎯⎯
×2
=
= ×2 ⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 25.8 ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻃﻮﻟﻬﺎي ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﺑﺮاي ﻫﺮ دو ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ 30ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﻃﺮاﺣﯽ وﺻﻠﻪ ﻣﯿﺎﻧﯽ:
ﻃﻮل و ﻋﺮض ورق را ﺑﻪ ﺗﺮﺗﯿﺐ ﺑﺎ lو bو ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﺮا ﺑﺎ tﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﯿﻢ:
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ورق ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه:
→ = ( ) × 0.6 = 23.87 =1 → = 25 = 10 + 5 + 2 × 20 = 55
ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻫﻢ ﮐﺸﺶ و ﻫﻢ ﺑﺮش را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ ﻟﺬا : ≈ 40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→ = 37.8
<
2
+
2
=
ﻃﻮﻻﻧﯽﺗﺮﯾﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻣﻮﺟﻮد در دﻫﺎﻧﻪﻫﺎي 1و 6 ،3ﻣﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺎ ﺗﯿﺮﭼﻪ را ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻃﻮل ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﻘﯿﻪ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ
ﺑﺮاﺳﺎس ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺿﻌﯿﻔﺘﺮ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد و ﻟﮑﻦ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻫﻤﮕﯽ را ﺑﺎ ﻫﻤﯿﻦ ﻣﻘﻄﻊ اﺟﺮا ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد: = 555 + 125 = 675 / = 350 / ﻋﺮض ﺑﺎرﮔﯿﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮﭼﻪ 50ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ در واﺣﺪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻫﺎ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ﺑﺎ: = 1368
= 684
+ 1.5
= 1.25
× = 0.5
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
52 ~3.08
.
ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺴﺘﻄﯿﻠﯽ → از روي ﺟﺪول ﻣﻘﺪار
>
.
.
= 3080
= 6.56
= 0.067
ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.327اﺳﺖ ﮐﻪ
= 0.00467 →
14
ℎ 2
=
=
} = 4.67
8
−
=
= 0.85
ℎ
= 0.00346 , {
,
=
=
ﺑﺮاي دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎي ﺷﻤﺎره 3 ،2و ،5ﺑﺮ ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺎس ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺣﺎﺻﻠﻪ ﻋﺒﺎرت اﺳﺖ از 2Φ12 : 4
5
3
1
2
C 5
4
2 B 3
A 1
ﺷﮑﻞ - 12ﻧﻤﺎﯾﺶ دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎ و ﺟﻬﺖ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→
→
<
<
53
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ: ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺷﮑﻞ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﭘﻼن ﺑﻪ ﮔﻮﻧﻪاي اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﻮارﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮاي ﭘﯿﻬﺎ ،ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻣﻮرب ﻫﺴﺘﻨﺪ و ﺑﺮﻧﺎﻣﻪﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﻣﻮﺟﻮد و از ﺟﻤﻠﻪ Safeﺗﻮاﻧﺎﯾﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽﻫﺎي ﻧﻮاري را ﻧﺪارد ﻟﺬا ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ و ﺑﺮاي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5ﮐﻪ وﺿﻌﯿﺖ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
ﺗﺮي دارﻧﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ اﻧﺠﺎم ﻣﯽﺷﻮد:
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﮔﺮوه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5
در ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ و ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً ﭘﯽ ﻣﻮرب اﯾﻨﮑﻪ ﭼﻪ ﻟﻨﮕﺮي ﭘﯽ را ﺑﻪ ﺧﻤﺶ ﻣﯽاﻧﺪازد اﻫﻤﯿﺖ ﺷﺎﯾﺎﻧﯽ دارد ،ﻟﺬا ﻣﺎ در زﯾﺮ اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﻪ ﻋﻨﻮان
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﺑﻪ ﮐﺎر ﻣﯽﺑﺮﯾﻢ و ﺑﺮاي ﺟﻬﺘﯽ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﻤﯽﺷﻮد ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ از ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر ﯾﻌﻨﯽ آرﻣﺎﺗﻮر اﻓﺖ و ﺣﺮارت اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد.
ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮي ﮐﻪ ﺣﺎﺋﺰ اﻫﻤﯿﺖ اﺳﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ رﻓﺖ و ﺑﺮﮔﺸﺘﯽ آن ﻫﻤﻮاره ،ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺜﺒﺖ و ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﻨﻔﯽ اﯾﺠﺎد ﻣﯿﮑﻨﺪ ﻣﺜﻼً در ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ در ﺣﺮﮐﺖ رﻓﺖ زﻟﺰﻟﻪ ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﺑﯿﻔﺘﺪ و در ﺣﺮﮐﺖ ﺑﺮﮔﺸﺖ ﺑﻪ ﻓﺸﺎر ﺑﯿﻔﺘﺪ،
ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﮐﺪام ﯾﮏ از اﯾﻦ ﻋﻼﻣﺘﻬﺎ ،اﺛﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮي دارد ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ ﮐﺎري وﻗﺖﮔﯿﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ ﺟﻬﺖ در ﺑﯿﺸﺘﺮ ﮐﺘﺐ ﻣﺮﺟﻊ، ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺻﻮرﺗﯽ ﺑﺤﺮاﻧﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎ دﯾﮕﺮ ﺑﺎرﻫﺎ ،ﺟﻤﻊ
ﺷﻮد؛ ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ ﻧﯿﺰ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض را ﻗﺒﻮل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
اﮔﺮ راﺳﺘﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﻧﻮار 5را ’ xو راﺳﺘﺎي ﻋﻤﻮد ﺑﺮ آن را ’ yﺑﻨﺎﻣﯿﻢ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺆﺛﺮ
'x
اﯾﻦ ﻧﻮار ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
'y
My Mx
ﺑﺮ اﺳﺎس راﺑﻄﻪ ﻓﻮق ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ در زﯾﺮ
30°
e5
Ax
ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ:
21
-1.31
11
1.33
در اداﻣﻪ ﺣﻞ ﻓﺮﺿﯿﺎﺗﯽ را اﻧﺠﺎم دادهاﯾﻢ ﮐﻪ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ:
2
1.70
1
2.55
Point
q a = 170KN / m 2 (1ﻃﺮاﺣﯽ ﻋﺮض ﭘﯽ:
PD + PL + PE 1.33q a
226.56 × 103 = 0.54m → select B=1.0m 1.33 × 170 ×100 × 20
=
) + PL + PE
∑(P
D
1.33q a × L
≥ B ×L ≥ →B
ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﻣﻘﺪار ﻋﺮض ﭘﯽ را ﺑﯿﺸﺘﺮ از آﻧﭽﻪ ﮐﻪ در ﺑﺎﻻ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ رﻋﺎﯾﺖ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ و ﺑﺮش دوﻃﺮﻓﻪ اﺳﺖ. ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻇﺮﻓﯿﺖ ﺑﺎرﺑﺮي ﺧﺎﻟﺺ و ﺑﺎرﻫﺎي ﺿﺮﯾﺒﺪار:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
54 + 1.2 + 1.2 SUM
21
+ 1.2
+ 1.2
2
=
1
23.56
44.76
41.82
23.31
23.04
27.3
2.57
2.84
4.81
245.58
11
= ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
56.98
13.52 93.744
13.34 60.912
6.02
33.942
P 245.58 × 103 = qu = ∑ u = 1.23 kg/cm 2 A 100 × 2000 w u = qu × b = 1.23 × 100 = 123 kg / cm
ﺑﺎ رﺳﻢ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮﺷﯽ و ﺧﻤﺶ دارﯾﻢ:
ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش: -1ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ:
Point
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮش ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪي dاز ﺑﺮداﺧﻠﯽ ﺳﺘﻮن 21اﺳﺖ:
M max = 1469 KN.m
55
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 3.43 − ( 0.18 + d ) Vu = 42.16 = 39.94 − 12.29d 3.43 fc bd = 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × d × 10 −1 = 55d
ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ:
39.94 = 0. 6 m 67.29
Vc = 0.2ϕcﺑﺮش در ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
= Vu ≤ Vc → 39.94 − 12.29d = 55d → d
ﺣﺎل ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺣﺎﺻﻞ از اﻗﻨﺎع ﺷﺮط ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ،ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ را ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ اﮔﺮ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ ﻫﻢ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ارﺗﻔﺎع ﻣﻮﺛﺮ ﻃﺮح اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯿﺸﻮد.
b0 = 2( 0.07 + 0.28 + 0.32 + 0.64 + 0.22 ) = 3.06mﻣﺤﯿﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ A = ( 0.07 + 0.28 + 0.32 )( 0.64 + 0.22 ) = 5762cm 2 ≈ 0.576m 2 Vu = Pu − Aqu = 42.16 × 103 − 5762 × 2.3 = 28907kg = 28.9ton Vc = 2Vcb × d = 2 × 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × 600 = 65989kg = 66ton Vc > Vu → ok ﭼﻨﺎﻧﭽﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ اﻣﺎ ﺑﺮاي اﺟﺮاﯾﯽ ﮐﺮدن ﻃﺮح ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ارﺗﻔﺎع ﭘﯽ h=70cmو ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﻓﺮض اﺳﺘﻔﺎده از آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي 20و ﭘﻮﺷﺶ 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ،ﻣﻘﺪار dﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
= 70 − 5 − 1 = 64 ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﺎ اﻓﺰاﯾﺶ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﺠﺪد ﻣﻘﺎوﻣﺘﻬﺎي ﺑﺮﺷﯽ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺗﻌﯿﯿﻦ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﭘﯽ
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ،اﺑﺘﺪا ﻣﻘﺪار ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر را ﺑﻄﻮر ﺳﺮاﺳﺮي در ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ ﻗﺮار ﻣﯽ دﻫﯿﻢ ،ﺑﻌﺪ د رﻫﺮ ﻣﻘﻄﻌﯽ ﮐﻪ ﻧﯿﺎز ﺑﺎﺷﺪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ را ﺗﻘﻮﯾﺖ ﻣﯽ ﮐﻨﯿﻢ.
ﻓﺮض
d=640mm b=1000mm
As min = 0.002 × bh = 0.002 × 100 × 70 = 14cm 2
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ:
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﻣﻤﺎن M u+ = 48.11ton.m 0.134 As 48.11×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 36.7cm , As − As min = 22.7cm ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺗﻘﻮﯾﺖ دارﻧﺪ.
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﭘﯽ:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
56 M u− = 24.13ton.m 0.134 As 24.13 ×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 17.9cm , As − As min = 3.9cm
ﻟﺬا در ﺑﺎﻻ ﻫﻢ ﭘﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻘﻮﯾﺖ ﺷﻮد. ﺗﻌﺪاد آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ:
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي4Φ 22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﺑﺎﻻ8Φ22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﭘﺎﯾﯿﻦ1Φ 22 :
ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻋﺮﺿﯽ:
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ از آرﻣﺎﺗﻮر ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ρ = 0.002
As = 0.002 × L × h = 0.002 × 2000 × 70 = 280cm 2 → USE 182 Φ14@96mmدرﮐﻞ ﻃﻮل ﭘﯽ
ﮐﻨﺘﺮل ﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻣﻮﺟﻮد: اﻟﻒ(آرﻣﺎﺗﻮﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ:
=48 db=1.05mﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻻزم
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﻤﻮدار ﻟﻨﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﻗﻼب اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﻧﯿﺴﺖ و ﻓﻀﺎي ﻻزم ﺟﻬﺖ ﺗﺄﻣﯿﻦ ﻃﻮل ﻣﻬﺎي ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ ﻣﯿﻠﮕﺮد Φ22ﻓﺮاﻫﻢ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ب(ﺧﺎﻣﻮت ﮔﺬاري:
ﯾﻌﻨﯽ از ﺧﺎﻣﻮﺗﻬﺎي Φ14ﺑﺎ دوﺷﺎﺧﻪ ﻗﺎﺋﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد.
3.5bw 3.5 × 100 Av s = f = 3000 = 0.117 min y Av = 2.3cm 2 → USEΦ14ﻓﺮضS=20cm :
داﻧﺸﮕﺎه اﯾﻼم
داﻧﺸﮑﺪه ﻓﻨﯽ و ﻣﻬﻨﺪﺳﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزهﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
اﺳﺘﺎد راﻫﻨﻤﺎ:
آﻗﺎي ﻣﻬﻨﺪس اﺣﻤﺪي داﻧﺸﺠﻮ:
ﺧﺎﻟﺪ ﺗﻮﻓﯿﻘﯽ ذﻫﺎﺑﯽ 840030403
ﺗﺎﺑﺴﺘﺎن 1387
2
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻌﺮﻓﯽ ﭘﺮوژه
ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﯾﮏ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎ ﭘﻼن ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ 1و ﺑﻪ ﺷﮑﻞ ﻣﺜﻠﺜﯽ واﻗﻊ در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه اﺳﺖ .ﮐﺎرﺑﺮي اﯾﻦ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن در ﻃﺒﻘﻪ
ﻫﻤﮑﻒ ﭘﺎرﮐﯿﻨﮓ و در 3ﻃﺒﻘﻪ ﺑﻌﺪي ﺗﺠﺎري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ دو واﺣﺪ ﺗﺠﺎري را در ﺧﻮد ﺟﺎي داده اﺳﺖ.
ﻧﻮع اﺳﮑﻠﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻓﻮﻻدي اﺳﺖ و ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ آن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻣﺨﺘﻠﻂ( 2ﯾﻌﻨﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي
ﻓﻮﻻدي ﻫﻤﮕﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﺮق-ﻏﺮب و ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﻤﺎل-ﺟﻨﻮب اﺳﺖ .در ﻣﻮرد ﺳﻘﻒ
ﺳﺎزه ﻫﻢ ،ﺳﻘﻒ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺼﻮرت ﯾﮏ در ﻣﯿﺎن ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك )ﺑﻠﻮك ﺑﺘﻨﯽ( و ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻧﻮع ﺗﺤﻠﯿﻞ اﻧﺠﺎم ﮔﺮﻓﺘﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ )ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ( ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﯾﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺑﺎ ﻧﺮماﻓﺰار Etabs
v9.0.7اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ .اﻟﺒﺘﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ،ﺑﻨﺎﭼﺎر ﺑﻪ روش اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺻﻮرت ﭘﺬﯾﺮﻓﺘﻪ اﺳﺖ .در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ،
اﺧﺘﻼف ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺣﺎﺻﻞ از ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺮم اﻓﺰاري در ﺟﺎي ﺧﻮد ﺑﯿﺎن ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﺗﻮﺿﯿﺤﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻣﻮارد در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ آﻣﺪه اﺳﺖ ﯾﺎ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻪ ﺟﻬﺖ اﺧﺘﺼﺎر در ﻫﻤﺎن ﻓﺼﻞ ارﺟﺎﻋﺎت ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ داده
ﺷﺪه اﺳﺖ.
1ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 2-8- 1آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ) 2800دارا ﻧﺒﻮدن ﺷﺮط اﻟﻒ از ﺑﻨﺪ (1- 8-1 Dual System
2
ﻓﺼﻞ اول
ﺑﺎر ﮔﺬاري ﺷﺎﻣﻞ:
ﻣﻘﺪﻣﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻒ وزن اﺗﺎق ﭘﻠﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ
ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺟﺮم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
ﺳﺨﺘﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻘﺪﻣﻪ
اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اﺳﺖ .ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ،ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده و زﻧﺪه اﺳﺖ .ﻣﺒﻨﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﺟﺪول پ ،2-1-6و ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي زﻧﺪه ﺟﺪول 1-3-6ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ،ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر ﻣﺮده در
ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ و از آﻧﺠﺎ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ آﻧﻬﺎ ﮐﻤﺘﺮ از 275دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-2-2-6ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺎر آﻧﻬﺎ را ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﮔﺴﺘﺮده و در ﮐﻞ ﮐﻒ ﻣﻌﺎدل ﮐﺮد .و اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺗﺼﺮﯾﺢ ﺑﻨﺪ 3-2-2-6ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 100دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮﻧﺪ.
در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎر زﻧﺪه ،ﺑﺮاي ﺑﺎم ﺑﺮاﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺑﺎﯾﺪ از ﺑﯿﻦ ﺑﺎر ﺑﺮف و ﺑﺎر زﻧﺪه ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﺮ دوي اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ و 150ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ،و ﻫﻤﯿﻦ ﻋﺪد ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر زﻧﺪه در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻫﻢ ذﮐﺮ اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﺮاز ﻣﺒﻨﺎ از روي ﭘﯽ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ.
4
5
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (1ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ:
در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ اﺑﺘﺪا وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﻫﺮ ﺟﺰء ﺳﺎزهاي ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪاول ﻣﻨﺪرج در ﻣﺒﺤﺚ ﺷﺸﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺖ.
اﯾﻦ وزﻧﻬﺎ ﻣﻼك ﻃﺮاﺣﯽ در ﻧﺮم اﻓﺰار و ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد.
ﺟﺰﺋﯿﺎت اﺟﺮاﯾﯽ و وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻔﻬﺎ: (1ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: =0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
(2ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ﯾﮑﻄﺮف ﻧﻤﺎ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن
آﺟﺮﮐﺎري
ﺳــﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿــــﺖ
ﺳــــﻔﯿﺪ ﮐﺎر ي
=0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.02×2100=42 kg/m2دوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن
=0.02×2800=56 kg/m2ﺳﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿﺖ /
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
= ﻣﺠﻤﻮع اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
(3ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 10ﺳﺎﻧﺘﯽ دوﻃﺮف ﮔﭽﮑﺎري:
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
آﺟﺮﮐــﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.1×850=85آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن =0.015×1600×2=48 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك
=0.01×1300×2=26 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣ ﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
(4ﺟﺰﺋﯿﺎت دﯾﻮار ﺟﺎﻧﭙﻨﺎه: =0.2×850×0.7=119 kg/mآﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف
=0.02×2100×2×0.7=59 kg/mدوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن =0.05×2500×0.4=34 kg/mﺳﻨﮓ ﺗﺮاورﺗﻦ
=0.02×2700×0.7=38 kg/mﺳﻨﮓ ﻣﺮﻣﺮ /
= ﻣﺠﻤﻮع
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
7
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (5ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك ﻃﺒﻘﺎت: ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 2 cm دو ﻻﯾــﻪ ﻗــﯿﺮ و ﮔﻮﻧـــﯽ ﭘﻮﮐـــﻪ آﺟﺮ ﺑــﺎ ﻣﻼت ﺳــﯿﻤﺎن 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 5 cm 10ﻋﺪد ﺑﻠـــﻮك ﺳــــﻔﺎﻟﯽ 8ﮐﯿﻠﻮﯾـــــﯽ
25cm
ﻣﻼت ﮔــﭻ و ﺧﺎك 2cm 10cm
10cm
40 cm
=0.05×2500=125 kg/m2دال ﺑﺘﻨﯽ
=2500×0.25×0.1×2=125 kg/m2ﺑﺘﻦ ﺑﯿﻦ ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=8(10)=80 kg/m2ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=1600×0.02=32 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك =1300×0.01=13 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك
=850×0.07=60 kg/m2ﭘﻮﮐﻪ وﺳﯿﻤﺎن =15 kg/m2ﻗﯿﺮوﮔﻮﻧﯽ
=2100×0.02=42 kg/m2ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
=2250×0.025=56.25 kg/m2ﻣﻮزاﺋﯿﮏ 2
/
= ﻣﺠﻤﻮع
ﺗﺬﮐﺮ :ﺑﺮاي ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻫﻢ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺟﺰﺋﯿﺎت ﻓﻮق رﻋﺎﯾﺖ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﮐﻪ ﺑﺠﺎي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ از آﺳﻔﺎﻟﺖ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺣﺠﻢ ﻣﻮزاﺋﯿﮏ و آﺳﻔﺎﻟﺖ ﻫﻢ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ،ﭘﺲ ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻔﺎوت در اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺑﺮاي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ ﮐﺎري اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ ﻧﺪارﯾﻢ ،ﭘﺲ:
=550-42=508 kg/m2وزن ﺳﻘﻒ ﺑﺎم
8
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي (6ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ:
ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ 2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 3 cm
ﭘﻮﮐـــﻪ ﻣﻌــﺪﻧﯽ 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 8 cm IPE 16
ﺳــﻘﻒ ﮐﺎذب
90 cm
/ /
/
/
/
= 0.08 × 2500 = 200دال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.07 × 600 = 42ﭘﻮﮐﻪ ﻣﻌﺪﻧﯽ
= 0.03 × 2100 = 63ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
= 0.025 × 2250 = 56.25ﻣﻮزاﺋﯿﮏ × 15.8 = 17.56 /
.
= ﭘﻮﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي = ﻣﺠﻤﻮع
9
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (11ﺟﺰﺋﯿﺎت راه ﭘﻠﻪ:
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي راهﭘﻠﻪ ،ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ از ﭘﻠﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪي ﺷﯿﺐ آن ﻣﻌﺎدل 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ روي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﺴﻬﯿﻞ در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ،اﺑﺘﺪا ﻫﻤﯿﻦ ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ و ﺳﭙﺲ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﻠﯽ اﯾﻦ ﻃﻮل را در ﺑﺮاﺑﺮ 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ ﺑﺎ ﺗﻨﺎﺳﺐ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﺑﺮاي ﯾﮏ ﻣﺘﺮ را ﻧﯿﺰ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: 90cm = 110cm cos 34 o
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را ﺑﺮاي ﻋﺮض ﯾﮏ ﻣﺘﺮ اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﺗﺬﮐﺮ :ﻋﺪد 3در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﯿﺎﻧﮕﺮ ﺗﻌﺪاد در ﻃﻮل ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ اﺳﺖ.
=l
= 0.13×2500×1.10=357.50 kgدال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.187×0.277×850×3=132 kgآﺟﺮ ﮐﺎري
= 0.02×0.3×2400×3=43.20 kgﺳﻨﮓ ﮐﻒ ﭘﻠﻪ = 0.02×.18×2400×3=25.92 kgﺳﻨﮓ ﺧﯿﺰ ﭘﻠﻪ
= 0.02×1.10×1600=35.2 kgﭘﻮﺷﺶ ﮔﭻ و ﺧﺎك = 594 kgﻣﺠﻤﻮع
اﯾﻦ وزن ) 594ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم( ﺑﺮاي 1/1ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي ﭘﻠﻪ ﯾﺎ 0/92ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي وزن در 1ﻣﺘﺮ اﻓﻘﯽ ﺑﺎ
اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﻨﺎﺳﺐ دارﯾﻢ:
0.92 1 = ⇒ x = 646kg / m 2 594 x ≈ 650 kg/m2وزن ﯾﮏ ﻣﺘﺮ ﻣﺮﺑﻊ ﭘﻠﻪ
10
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪ ﺑﻨﺪي
4
5
3
1
2
C 9.86
19.72
16.36 B A 26.19
ﺷﮑﻞ -1ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و ﻣﺴﺎﺣﺖ ﭘﺎﻧﻠﻬﺎي آن ﺑﺼﻮرت ﻣﺠﺰا
> 100
ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻧﻤﺎ
17.32 × 260 × 2.5 = 125 89.97
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﺣﺪود 20درﺻﺪ از ﻧﻤﺎ ،ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎزﺷﻮﻫﺎ ﺧﺎﻟﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ) .اﯾﻦ ﻓﺮض دﺳﺖ ﺑﺎﻻ و در ﺟﻬﺖ اﺣﺘﯿﺎط اﺳﺖ( /
ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﺠﺎور ﻫﻤﺴﺎﯾﻪ ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي داﺧﻠﯽ
(1 − 0.2) × 2.5 × 313 = 626 2.5 × 215 = 537
/ /
ﺑﺎرﮔﺬاري راهﭘﻠﻪ
2.5 × 260 = 650
راهﭘﻠﻪ ﺑﺼﻮرت ﺳﻪ ﺑﺎزو ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﻮرد ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر دﻗﯿﻖ اﯾﻦ ﭘﻠﻪﻫﺎ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﺸﻪﻫﺎي اﺟﺮاﯾﯽ ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﻧﻤﻮد وﻟﯽ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺼﻮرت ﺳﺎده ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ از ﮐﻞ ﺑﺎر اﺗﺎق ﭘﻠﻪ ﻧﺼﻒ آن ﺑﻪ ﺗﯿﺮ ﭘﺎﮔﺮد در ﺗﺮاز ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺮﺳﺪ و ﻧﺼﻒ دﯾﮕﺮ ﺑﺼﻮرت ﻣﺸﺘﺮك ﺑﯿﻦ دو ﺳﺘﻮن ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 700 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 555 = 3630ﮐﻞ ﺑﺎر ﻣﺮده
ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8 ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
/
3630 = 907 4
3630 = 534 2 × 3.4
11
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري =350 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 350 = 1960ﮐﻞ ﺑﺎر زﻧﺪه
-ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8
1960 = 490 4
ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11/
ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
1960 = 288 2 × 3.4
اﺻﻞ اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﺑﺼﻮرت واﻗﻌﯽ ﻣﺪل ﺷﻮد وﻟﯽ از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﺑﺎﻋﺚ ﺧﻄﺎ در اﻧﺠﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در ﻧﺮماﻓﺰار ﻣﯽﮔﺮدد ﻓﻘﻂ ﺑﺎر آن ﺑﻪ ﺳﺎزه اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮔﺮدد و از ﻣﺪﻟﺴﺎزي آن ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺑﺎر ﺑﺼﻮرت ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ
ﺑﻪ ﭼﻬﺎر ﺳﺘﻮن اﻃﺮاف وارد ﻣﯿﺸﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 2 × 313 × 2.7 × 2.5 + 2 × 313 × 2.7 × 3.2 + 2.5 × 3.4 × 520 = 14050ﺑﺎر ﻣﺮده ﮐﻞ ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
= 14050 ÷ 4 = 3513ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
= 2.5 × 3.4 × 150 = 1275ﺑﺎر زﻧﺪه ﮐﻞ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر
= 1275 ÷ 4 = 320ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
در ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﺳﻘﻔﻬﺎ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ و ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك داراي ﻋﻤﻠﮑﺮدي ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺑﺎر ﻫﺮ ﭘﺎﻧﻞ ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﻧﺼﻒ ﺑﻪ ﻧﺼﻒ ﺑﯿﻦ دو ﺗﯿﺮ ﺣﻤﺎل ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﻫﻢ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي اﻃﺮاﻓﺸﺎن ﻣﯽ رﺳﺎﻧﻨﺪ.
12
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺳﺘﻮن C9در ﺟﺪاول زﯾﺮ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
3513
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
320
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
250
4.2
1050
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
615
4.93
3031.95ﺳﻘﻒ
150
4.93
739.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
8502.75ﻣﺠﻤﻮع
-
-
1549.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ دوم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ دوم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
680
4.93
3352.4
ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6906.2
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ اول
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
13
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (2ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ
V = C .W A .B .I = C R W = D .L . + 0.4L .L . ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﻓﺮﻣﻮل ﻓﻮق Wﻣﺠﻤﻮع ﮐﻞ وزن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از روي ﺗﺮاز ﭘﺎﯾﻪ و درﺻﺪي از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺴﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻮع ﮐﺎرﺑﺮي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و از روي ﺟﺪول 1آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻌﺮﻓﯽ و
ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح)(A
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺰﺑﻮر در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه واﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ ،ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ﺑﺮاﺑﺮ 0/3اﺳﺖ.
⇒ A = 0.3ﻣﻨﻄﻘﻪي )2ﺧﻄﺮ ﻧﺴﺒﯽ زﯾﺎد( ⇒ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه
ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(B
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ،ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در زﻣﯿﻦ ﻧﻮع IVواﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ دارﯾﻢ:
→ = 0.05 = 0.05 × 10.8 = 0.298 < 0.7 =0 ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزه ﺗﻨﻬﺎ ﻗﺎب ﻧﯿﺴﺖ ﺑﻪ اﺻﻄﻼح داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ اﺳﺖ ﻟﺬا وﺟﻮد ﯾﺎ ﻋﺪم وﺟﻮد ﺟﺪاﮔﺮ ﻣﯿﺎﻧﻘﺎﺑﯽ ﻓﺮﻗﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب از ﺣﺎﻟﺖ ب ﺑﻨﺪ 6-3-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
= 1.75
ﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)( I
+ 1 = 2.75
= 0.15 ,
=
=1 ,
<
→
<
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﺰء ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ اﻫﻤﯿﺖ ﻣﺘﻮﺳﻂ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ ﻗﺮار ﻣﯿﮕﯿﺮد I=1 : ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(R -در ﺟﻬﺖ :x
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻫﻢ ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=9 : -درﺟﻬﺖ :y
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺑﺮون ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=10 : ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ):(C
2.75 = 0.31 > 0.1 . . 9
)(0.3)(2.75)(1 = 0.0916 9
=
= =
14
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 2.75 = 0.275 > 0.1 . . 10 )(0.3)(2.75)(1 = = = 0.0825 10 =
15
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺟﺮم ) (Wو ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻨﻈﻮر از ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ،ﺟﺮم ﮐﻒ و ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﺑﻨﺪي ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﮐﻒ و ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي زﯾﺮ ﮐﻒ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﻢ ﭘﻼن ﻣﻮﺟﻮد را ﺑﻪ 10ﻧﺎﺣﯿﻪ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻧﻤﻮدهاﯾﻢ:
ﺷﮑﻞ -2ﺗﻘﺴﯿﻢ ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم
ﻃﺒﻘﻪ اول: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7
685 685 685
ﺟﺮم
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
ﺳﻄﺢ
685 685 732 685 613.5 613.5 526.75
2.3 8.5 9.5 36 10.15 19.08 20
-
-
)
(
5411.5 13563 1164.5
1575.5 5822.5 6954 24660 6227.025 11705.58 10535 87618.61
) (
1.35 3.14 2.73
5.3 5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17 -
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5479.782 111671.2 105350 626191.4
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295
-3403.08 -524.025 21766.02 66088.8 -1058.59425 56537.9514 -1790.95 152776.542
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ اول و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ اﻋﺪاد ﺑﺎ اﻋﺪادي ﮐﻪ ﻧﺮم اﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ) = 1.70 ﻃﺒﻘﻪ دوم:
,
= 7.19
( ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯿﮑﻨﺪ ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺰدﯾﮏ ﺑﻪ ﻫﻢ ﻫﺴﺘﻨﺪ.
≅ 87.62 = 1.74
= 87618.61 = 7.15 ,
16
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3
820 820 820 820
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
8.5 9.5 36 10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
820 732 820 626 626 537 -
)
(
6478 16236 1394 1886
6970 6954 29520 6353.9 11944.08 10740 98475.98
) (
1.35 3.14 2.73 5.3
5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16
)
-0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
.
(
8745.3 50981.04 3805.62 9995.8
)
40216.9 40124.58 321472.8 5591.432 113946.5 107400
-
.
(
10818.26 12501.72 -5171.74 -4073.76
-627.3 21766.02 79113.6 -1080.163 57689.9064 -1825.8 169110.743
702280
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ≅ 98.5 = 1.71
ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5
685 685 685 685 685
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
9.5 36 10.15 19.08 20
-
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
732 685 626 626 537
-
)
(
5411.5 13563 1164.5 1575.5 5822.5
6954 24660 6353.9 11944.08 10740
88188.98
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ:
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77
5.77 10.89 0.88 9.54 10
-
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
-
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5591.432 113946.5 107400
630628.3
≅ 88.2 = 1.74
= 98475.98 = 7.13 ,
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295 -3403.08 -524.025
21766.02 66088.8 -1080.163 57689.9064 -1825.8
153872.078
= 88188.98 = 7.15 ,
17
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5 9.5 36
675 675 675 675 675 592 675
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
563 563 268.5 -
)
(
5332.5 13365 1147.5 1552.5 5737.5 5624 24300
5714.45 10742.04 5370 78885.49
) (
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77 5.77 10.89
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68
-
-
0.88 9.54 10
)
-0.17 4.83 -0.17
.
(
7198.875 41966.1 3132.675 8228.25 33105.38 32450.48 264627 5028.716 102479.1 53700 551916.5
≅ 78.9 = 1.82
)
.
(
8905.275 10291.05 -4257.225 -3353.4 -516.375 17603.12 65124
-971.4565 51884.0532 -912.9 143796.142
= 78885.49 = 7.0 ,
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ وزن ﺑﺎم وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﻧﯿﺰ اﺿﺎﻓﻪ ﺷﻮد در ﻧﺘﯿﺠﻪ وزن اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم آن ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ دﺳﺘﺨﻮش ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ: = 14.56
= 14050 + 0.4 × 1275 = 14560وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
= 78.9 + 14.56 = 93.4 78.9 × 7 + 14.56 × 5.77 = = 6.81 78.9 + 14.56
78.9 × 1.82 + 14.56 × 3.13 = 2.02 78.9 + 14.56
=
18
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ وزن ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن = 87.62 + 98.5 + 88.2 + 93.4 = 367.72 ton................
∑=
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0916 × 367.72 = 33.68 ton...........................................................
.W
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0825 × 367.72 = 30.34 ton..........................................................
.W
اﯾﻦ اﻋﺪاد در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
W
367.72
33.68
30.64
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
411.35
37.68
33.94
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
11.87
11.88
10.77
=
W
=
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت
72.82 144.16 170.76 135.65 523.38
در اﯾﻦ ﺟﺪول
80.83 160.01 189.54 150.55 580.93
30.34 27.72 21.35 12.56
33.68 30.77 23.69 13.94
2.62 6.38 8.79 12.56 30.34
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮش ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ iدر اﻣﺘﺪاد xو
ﺑﺮﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ اﺳﺖ(
2.91 7.08 9.75 13.94 33.68
0.09 0.21 0.29 0.41 1.00
∑
Story 2.40 5.20 8.00 10.80
210.29 512.20 705.60 1008.72 2436.81
87.62 98.50 88.20 93.40 367.72
ST1 ST2 ST3 ST4 Sum
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك ﻃﺒﻘﻪ iﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺮش در راﺳﺘﺎي xﻣﯿﺒﺎﺷﺪ) .اﻋﺪاد ﺟﺪول
ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
واژﮔﻮﻧﯽ در ﺟﻬﺖ yﺑﻪ ﺟﻬﺖ ﮐﻮﺗﺎﻫﺘﺮ ﺑﻮدن ﺑﻌﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ اﺳﺖ .در اداﻣﻪ واژﮔﻮﻧﯽ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ و ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮد. .
= 367.72 × min (4.97 + 1.7), (5.03 − 1.7) = 1244.5 .
= 523.38
1244.5 = 2.34 > 1.75 523.38
=
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻘﺎوم
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك
∶ .ﺿﺮﯾﺐ اﻃﻤﯿﻨﺎن
19
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﺿﺮﺑﺪري:
2
ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي 8ﺑﺎز: ) ℎ ( −2 12
ﮐﻪ در رواﺑﻂ ﻓﻮق: = ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
+
=
+2
=
2
= ﻃﻮل ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﺗﺼﻮﯾﺮ اﻓﻘﯽ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽ ﺗﯿﺮ
= ﻃﻮل دﻫﺎﻧﻪ ﺗﯿﺮ
= ℎارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﻪ
4
5
C11
C9
C7
C8
BR-1
BR-5
BR-4
C6
B
C4
C5
C3 C2
C1
اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺮاي ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ:
ﺑﺎدﺑﻨﺪ :1 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :2 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :3
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27 , = 40.5
= 2.6 ,
= 6.7 ,
= 2.6 , = 3264
,
,
,
C
BR-3
-2 BR
2
3 C10
1
= 3.8
= 7.2 ,
= 3.13 = 1.45
A
20
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﺎدﺑﻨﺪ 4و:5 = 2 × 13.5 = 27 = 28.5
,
= 3.4 ,
= 1940
,
,
= 3.0
= 1.2
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ و ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻘﺪار ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﻗﺎب را ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ،آﻧﮕﺎه ﮐﻮﭼﮑﺘﺮﯾﻦ ﺳﺨﺘﯽ را ﺑﺮاﺑﺮ واﺣﺪ در ﻧﻈﺮﻣﯽ
ﮔﯿﺮﯾﻢ و ﺑﻘﯿﻪ را ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ آن ﻣﯽﻧﻮﯾﺴﯿﻢ:
=1
30 = 10.27
80 = 4.74 × 10
= 1.48
60 = 3.42
= 14 ×
) = 6.64 × 10
(
)
(
= 6.49 × 10
×
)
= 4.89 × 10
) = 7 × 10
×
(= ) )
= 6.49 × 10
ﺗﻮﺟﻪ :1از ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ 2در راﺳﺘﺎي ، xﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪ زﯾﺎدي ﮐﻪ ﺑﺎ آن دارد ﻣﯿﺘﻮان ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
(
(
(
ﺗﻮﺟﻪ :2ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت و ﻣﻘﻄﻊ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﻣﺘﻔﺎوت ﺑﺎدﺑﻨﺪﯾﻬﺎ ،ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﺑﺎدﺑﻨﺪ در ﻃﺒﻘﺎت و ﺑﺎﻟﺘﺒﻊ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻔﺎوت ﺟﺰﺋﯽ دارﻧﺪ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت از اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺗﻤﺎم ﻃﺒﻘﺎت را
ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﻫﻤﯿﻦ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ.
ﺗﻮﺟﻪ :3ﺳﺨﺘﯽ ﯾﮏ ﻋﻀﻮ در اﻣﺘﺪادي ﮐﻪ ﺑﺎ آن زاوﯾﻪ αﻣﯽﺳﺎزد ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: =
ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ
14 × 5.77 + 10.27 × 15.65 = 9.95 14 + 10.27
1 × 2.52 + 1.48 × 3.23 × 2 + 3.42 × 3.23 = 2.6 2.52 + 1.48 × 2 + 3.42
= =
در ﺟﺪول زﯾﺮ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه ﺗﻮﺳﻂ ﻧﺮماﻓﺰار و اﺧﺘﻼف آﻧﺮا ﺑﺎ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
9.95
2.6
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
9.737
1.803
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
2.14
30.6
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه ﻧﺎﺷﯽ از ﺳﺎدهﺳﺎزﯾﻬﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ از ﺟﻤﻠﻪ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎب ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮﻣﻬﺎﯾﯽ ﻫﻢ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﺑﺪﺳﺖ آوردﯾﻢ ﻣﯿﺘﻮان ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻧﺎﺷﯽ از آن را ﺑﺪﺳﺖ
آورد:
ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
| = 0.94
−
|=
21
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري = | − | + 0.05 × 10 = 1.44 × = 1.44 ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ در راﺳﺘﺎي x
| = 2.8
−
|=
= | − | + 0.05 × 19 = 3.75 × = 3.75
ﺣﺎل ﺑﺎ داﺷﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﮐﺪام از ﻗﺎﺑﻬﺎ را در ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺪﺳﺖ آورد.
اﻟﺒﺘﻪ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺗﻮﺳﻂ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ )دﯾﻮار
ﺑﺮﺷﯽ ﯾﺎ ﺑﺎدﺑﻨﺪ( ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض ﻣﺎ ﻫﻢ –در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ -ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ را ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻪ و ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ دﻫﺎﻧﻪﻫﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ دارﻧﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در اداﻣﻪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در اﻣﺘﺪاد xرا ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎرﺑﺮ اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
(∑
)
±
∑
) = 14 × (9.95 − 5.75) + 10.27 × (15.77 − 9.95) + 1 × (2.6 − 2.52) + 2 × 1.48 = 0.59
× (3.25 − 2.6) + 3.42 × (3.21 − 2.6) = 597.36
)× (9.95 − 5.75 )= (0.58 + 0.01 (∑ )
1.44
ﯾﻌﻨﯽ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ 59 ، xدرﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب Cو 41درﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب 5ﻣﯽرﺳﺪ.
±
14 + 10.27
= 0.41
=
(
= 14
)= (1 − 0.59
ﻓﺼﻞ دوم
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ )روش ﯾﮑﺪﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ( ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ )روش ﭘﺮﺗﺎل(
ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺮاي ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺣﺎﺻﻞ از آن ﺿﻮاﺑﻂ ﻻزم ﺑﺮاي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي و اﮔﺮا ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
23
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻣﻘﺪﻣﻪ
در اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه اﺻﻮل ﮐﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﺮاي ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اراﺋﻪ ﻣﯽﮔﺮدد.
در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ،ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ از روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﺷﺪه اﺳﺖ .اﯾﻦ روش ﺑﯿﺎن ﻣﯽﮐﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﯽﺗﻮان در ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﺎ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ در ﻫﺮ دﻫﺎﻧﻪ در ﻓﺎﺻﻠﻪاي ﺑﻪ اﻧﺪازه ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ از ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺗﯿﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﺗﺸﮑﯿﻞ ﻣﯽﺷﻮد )ﻟﻨﮕﺮ
ﺻﻔﺮ اﺳﺖ( ﺑﻨﺎ ﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ دو ﺳﺮ ﺳﺎده ﺑﻪ ﻃﻮل 0.8lو دو ﺗﺎ ﺗﯿﺮ ﻃﺮه در ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.1lﻣﯽﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﺗﮑﯿﻪﮔﺎﻫﯽ ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
) (0.8 = 0.08 ﻣﯿﺎﻧﯽ 8 ) (0.1 ) (0.8 0.09 = + × 0.1 = ﺗﮑﯿﻪ ﮔﺎﻫﯽ 2 2 2 ﺑﺎ اﯾﻦ اﻋﺪاد ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎﯾﯽ و ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ ،ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﻨﺪ ﺳﭙﺲ ﻟﻨﮕﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ را ﺑﺎ رﻋﺎﯾﺖ اﺻﻮل زﯾﺮ ﺑﯿﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ: =
ﻫﺮﮔﺎه دو ﺗﯿﺮي ﮐﻪ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﯿﺎﻧﯽ ﻣﺘﺼﻞ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ داراي ﻃﻮل ﯾﮑﺴﺎن و ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﮔﺬاري ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ ﺑﺎ ﺷﺪت ﯾﮑﺴﺎن ﺑﺎﺷﺪ ﺳﺘﻮن ﻣﺰﺑﻮر
ﺗﺤﺖ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار ﻧﻤﯽﮔﯿﺮد .در ﻏﯿﺮ اﯾﻨﺼﻮرت ﻟﻨﮕﺮي ﮐﻪ از ﻃﺮف ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﻨﺘﻘﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺨﺘﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ وﭘﺎﯾﯿﻦ ،ﺑﯿﻦ
آﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮔﺮدد .ﺑﺮاي ﻣﺜﺎل ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻫﻤﻮاره ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار دارﻧﺪ .ﻫﺮﮔﺎه ﻟﻨﮕﺮ اﻧﺘﻬﺎي ﺗﯿﺮ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ و ﺗﺤﺘﺎﻧﯽ در اﺗﺼﺎل ﮐﻨﺎري ﺑﺎﺷﻨﺪ ﻣﯽﺗﻮاﻧﯿﻢ ﺑﻨﻮﯾﺴﯿﻢ:
و از ﺗﻌﺎدل ﻫﻢ دارﯾﻢ:
+
;
= +
+ =
=
24
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺣﺎل اﮔﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽﻫﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﺑﺎﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ آﻧﮕﺎه: =
=
→
, = + + ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﻓﻮق ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ در ﺟﺪول و ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ. ML
MD
L.L.
D.L.
Length
BEAM
STORY
0 0 0 197 0 0 0 454 0 0 0 454 0 0 0 454
211 76 378 1166 532 192 954 1817 532 192 954 1817 532 192 954 1817
0 0 0 130 0 0 0 300 0 0 0 300 0 0 0 300
250 250 250 770 630 630 630 1200 630 630 630 1200 630 630 630 1200
4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8
B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16
ST4 ST4 ST4 ST4 ST3 ST3 ST3 ST3 ST2 ST2 ST2 ST2 ST1 ST1 ST1 ST1
ﺟﺪول -1ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده 1166
378
1166
378
788
1166
908.5
76
302
431.5
381 954
1817
1817
76
211
211 211
135
192
192
266 532
170 532
954 908.5
381
431.5
431.5
908.5
381 954
1817
1817
954
908.5
398
839
954
489
192
192
232
266
245 532
157 532 183
286
92
205 B15
C10
170
410
465
B16 C11
352 954
1817
978
192
192
266 532
170 532
381
431.5
1817
170
266
B14 C9
C8
143 B13
C7
ﺷﮑﻞ -3ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده ﺑﺮ اﺳﺎس روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ
ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﻫﻢ اﺳﺎس روش ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺑﻪ ﺻﻮرت ﯾﮏ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺎده ﻣﯽﺗﻮان ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﺮاي ﻫﻤﯿﻦ دﻫﺎﻧﻪ ،ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ
ﺑﺪﺳﺖ آورد:
25
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه =
ﮐﻪ در اﯾﻦ راﺑﻄﻪ qﻣﻘﺪار ﺑﺎر ﺧﻄﯽ ﺑﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ و ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﻫﻢ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ .ﺑﺮ اﯾﻦ اﺳﺎس اﺑﺘﺪا ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﺗﻌﺎدل ﻧﯿﺮوي اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي را ﺑﻪ
دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ﺳﭙﺲ 30درﺻﺪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﻗﺎب اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺎ روش ﭘﺮﺗﺎل اﯾﻦ ﻗﺎب را ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در ﻗﺎب Cﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ در ﻓﺼﻞ ﻗﺒﻞ ﺑﯿﺎن ﺷﺪ اﯾﻦ ﻗﺎب ﺣﺪود 59درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ در راﺳﺘﺎي xﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
ﻟﺬا ﺟﻬﺖ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻓﻮق و اﯾﻦ ﻓﺮض ﮐﻪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﻤﻞ ﺷﻮﻧﺪ دارﯾﻢ: = FBrace-Etabs 3.25 7.72 11.56 12.58
FBrace 6.03 10.25 13.31 14.57
Vc 8.23 13.98 18.16 19.88
⟶F
cos47 − V = 0
30%Fc 2.47 1.73 1.25 0.51
ﺟﺪول -2ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ
Fc 8.23 5.75 4.18 1.71 20.49
Fix 13.94 9.75 7.08 2.91 33.68
⟶ 2F
=0
∑
Story ST4 ST3 ST2 ST1 SUM
در ﺟﺪول ﻓﻮق FBraceﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در اﺛﺮ اﻋﻤﺎل ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ Fc ،ﺳﻬﻢ ﻧﯿﺮوي ﻗﺎب Cاز ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و
30%Fcﻧﯿﺰ ﺳﯽ درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺑﺎﯾﺴﺘﯽ ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺣﺪاﻗﻞ 30 درﺻﺪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮﻧﺪ.
ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ در ﺳﺘﻮن آﺧﺮ ﺟﺪول ﻓﻮق ﻫﻢ ،ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در اﺛﺮ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ Exاز ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮماﻓﺰار ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﺷﻮد ﺑﺎ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺗﻔﺎوت ﭼﻨﺪاﻧﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب در ﺗﺤﻤﻞ
ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ،ﮐﻤﯽ ﻣﺤﺎﻓﻈﻪﮐﺎراﻧﻪﺗﺮ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺑﻌﺪ از اﻧﺠﺎم ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﻧﺮماﻓﺰار ﮐﻪ ﺳﻬﻢ ﺑﺮش ﻗﺎب Cدر ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي Exﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﻋﺪد 19.05 tonرا ﻧﺸﺎن داد ﮐﻪ ﺑﺎ ﻋﺪد
ﺣﺎﺻﻞ از ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ 20.49 tonﺣﺪود %7ﺗﻔﺎوت دارد .اﯾﻦ دﻗﺖ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً زﻣﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺧﻄﺎ در ﺟﻬﺖ اﻃﻤﯿﻨﺎن ﺑﺎﺷﺪ.
26
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
3 6.0
8.23 t
P=4.41 47°
.25 10
5.75 t
P=16.32
.31 13
4.18 t
P=33.55 47°
.57 14
1.71 t
P=53.22 43°
C11
C9
C10 5.90
C7
C8
5.70
4.33
2.60
ﺷﮑﻞ -4ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﻞ
0.53
0.52
0.53
0.52
1.06
0.53 P=0.18 0.53 1.43
P=0.00 1.06 1.42
1.43
0.90
1.42
0.90 2.06
P=0.00 1.79 2.06
2.06
2.06
P=0.71 1.16 2.25
P=0.01 2.33 2.26
2.25
2.18
1.09 P=0.78
P=0.00
P=0.00 B16
0.67 P=-0.49
1.07 1.53
0.93
0.67 1.25 t
1.54 0.87
1.39 P=-0.71
0.87
1.39 1.69
1.01
0.51 t
1.69 0.82
1.31
1.58 B15
C10
1.06
P=0.00
P=-0.78 0.82
1.31 B14
C9
1.73 t
1.07
1.58
2.18
1.09
0.64
0.39
P=-0.01 1.69 1.01
2.26
P=-0.18 0.63 1.06
1.69
P=0.00
0.39
P=0.00 1.30 0.93
2.33
1.16
0.63
1.30
P=0.00
0.39
P=0.00 0.76 0.64
1.79
P=0.49
0.24
0.76
P=0.00
C11
0.24
0.39
2.47 t
B13 C8
ﺷﮑﻞ -5ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﻪ روش ﭘﺮﺗﺎل
C7
27
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﻫﻢ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در اﯾﻦ روش ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﺳﺎزه ﺑﺮ اﺛﺮ
»ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ« ﻧﺎﺷﯽ از زﻟﺰﻟﻪ از ﺧﻮد ﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﺪ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﮔﺮدد .اﯾﻦ روﺷﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﺷﺎﻣﻞ روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ« و
روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ زﻣﺎﻧﯽ« اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از روش ﺗﺤﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد .آﺛﺎر ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ ﺑﻪ ﯾﮑﯽ از ﺻﻮرﺗﻬﺎي »ﻃﯿﻒ ﺑﺎزﺗﺎب ﺷﺘﺎب« و ﯾﺎ »ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد« و ﯾﺎ از » ﻃﯿﻒ ﻃﺮح وﯾﮋه ﺳﺎﺧﺘﮕﺎه« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد و ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده از ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻃﯿﻔﻬﺎ ﺑﺮاي ﮐﻠﯿﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎ ،اﺧﺘﯿﺎري اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺳﺎزه ،ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﻨﺪ 4-3-2ﻋﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ﺧﺎك زﻣﯿﻦ ﻣﺤﻞ اﺣﺪاث ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از ﻧﻮع ﭼﻬﺎر IVﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ: 0 ≤ T ≤ 0.15 0.15 ≤ T ≤ 1 T≥1
1 + 11.67 2.75 = 2.75
= 1.75
≤0≤T
= 0.15 ,
=1 ,
⎧1 + ⎪ = 1+ ⎨ )⎪ ( + 1 ⎩
≤≤T
≥T
اﯾﻦ راﺑﻄﻪ ﭼﻨﺪ ﺿﺎﺑﻄﻪاي ﯾﮏ ﻧﻤﻮدار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﻬﺖ اﺳﺘﻔﺎده در ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽدﻫﺪ ﮐﻪ در زﯾﺮ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﮐﻨﯿﺪ:
ﺷﮑﻞ -6ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب زﻣﯿﻦ ﻧﻮع ﭼﻬﺎر
ﺑﻌﺪ از ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻃﯿﻒ اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ ، 2-1-4-2ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ) (Bﺑﺎﯾﺪ در ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ،Aﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ Iو ﻋﮑﺲ ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر 1/Rﺿﺮب ﺷﻮد .اﯾﻦ ﺿﺮاﯾﺐ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان SCALE FACTORﯾﺎ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس ﺷﻨﺎﺧﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻈﺮ ﻣﯽرﺳﺪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در ﮐﺎرﺑﺮد ﻟﻔﻆ »ﻧﺴﺒﺖ« ﺑﺮاي ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎ اﺑﻬﺎﻣﺎﺗﯽ وﺟﻮد دارد .زﯾﺮا ﺑﺮ اﺳﺎس وﯾﺮاﯾﺶ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﯾﻦ
ﻟﻔﻆ ﻧﯿﺎﻣﺪه اﺳﺖ و ﺑﺮ اﺳﺎس آﻧﭽﻪ در ﮐﺘﺐ و ﻣﻘﺎﻻت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ،ﻫﻢ ﺑﺎﯾﺪ ﺷﺘﺎب ﮔﺮاﻧﺶ اﻋﻤﺎل ﺷﻮد ﻟﺬا ﺑﻬﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ ﻓﻘﻂ از ﻋﺒﺎرت »ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ.
0.3 × 1 × 9.81 = 0.2943 10
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
28
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 0.3 × 1 × 9.81 = 0.327 9
اﺻﻼح ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎ
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-4-2-4-2در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﮐﻤﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل
ﺑﺎﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ در ﻧﺴﺒﺖ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮب ﺷﻮد و ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎي ﺳﺎزه ﻣﺘﻨﺎﺳﺐ ﺑﺎ آﻧﻬﺎ اﺻﻼح ﮔﺮدد .اﻋﻤﺎل اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺎ ﺿﺮب ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در ﻧﺴﺒﺖ ﻣﺬﮐﻮر اﻋﻤﺎل ﻣﯽﺷﻮد:
اﯾﻦ اﺻﻼﺣﺎت ﺗﺎ زﻣﺎﻧﯿﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ AI × = gﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس اﺻﻼﺣﯽ R ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
از ﯾﮏ ﺑﺰرﮔﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ اداﻣﻪ ﻣﯿﺎﺑﺪ .ﮐﻪ ﻣﻌﻤﻮﻻً ﺑﻌﺪاز ﯾﮏ ﺑﺎر ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ
روﻧﺪ ﻧﯿﺴﺖ .در زﯾﺮ ﺟﺪول ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ واﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و اﺻﻼح ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس آﻣﺪه اﺳﺖ: آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.000 1.000
FY
0 27010 -33970 33960
آﻧﺎﻟﯿﺰ اول FX
-37720 37720 0 20980
LOAD EX SPX EY SPY
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.688 1.457
ﺟﺪول -3ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﻧﺴﺒﺖ آﻧﻬﺎ
FY
0 16000 -33970 23310
FX
-37720 22350 0 14400
LOAD EX SPX EY SPY
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯿﺸﻮد در آﻧﺎﻟﯿﺰ اول ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ )در ﺟﻬﺖ xﺣﺪود 69
درﺻﺪ و در ﺟﻬﺖ yﺣﺪود 46درﺻﺪ( اﻣﺎ ﺑﻌﺪاز اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﺑﺮاﺑﺮ ﺷﺪهاﻧﺪ. اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 5-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800در روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ و ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل اﻋﻤﺎل ﻧﻤﻮد .ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﻢ اﯾﻦ اﺛﺮات ﺑﺎ ﻣﻌﺮﻓﯽ دو ﺑﺎر SPXTو SPYTﺑﺮاي ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ 5درﺻﺪ اﻋﻤﺎل ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ آﻧﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت از 1/2ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺰرﮔﻨﻤﺎﯾﯽ در ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﻧﯿﺴﺖ.
29
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه RATIO
AVERAGE
MAXIMUM
DIR
LOAD
STORY
1.092
0.0034
0.0037
X
EX
ST2-TIR
1.159 1.132 1.056 1.109 1.133 1.146 1.138 1.111 1.145 1.185 1.202 1.093 1.083 1.092 1.09
1.146 1.175 1.203 1.213 1.146 1.175 1.198 1.203
0.0075 0.0056 0.0013 0.0145 0.0114 0.007
0.0024 0.0086 0.0065 0.004
0.0015 0.0107 0.0082 0.0051 0.0018 0.0093 0.0072 0.0044 0.0015 0.0162 0.0127 0.0078 0.0027
0.0087 0.0063 0.0014 0.0161 0.0129 0.0081 0.0028 0.0095 0.0074 0.0048 0.0019 0.0117 0.0089 0.0056 0.0019 0.0107 0.0085 0.0053 0.0018 0.0185 0.0149 0.0094 0.0032
X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
EX EX EX EY EY EY EY
ST4-TIR
ST3-COMP ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
SPX
ST4-TIR
SPX
ST1-COMP
SPX SPX SPX SPX SPX SPX SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY
ﺟﺪول -4ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎﻧﻬﺎي ﺑﯿﺸﯿﻨﻪ و ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ
ST3-COMP ST2-TIR ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن
ﺑﺮاﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 280ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن در ﻫﺮ ﯾﮏ از اﻣﺘﺪادﻫﺎي ﻣﺘﻌﺎﻣﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﺣﺪاﻗﻞ 3ﻣﺪ اول ﻧﻮﺳﺎن ،ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/4ﺛﺎﻧﯿﻪ و ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﮐﻪ ﻣﺠﻤﻮع ﺟﺮمﻫﺎي ﻣﺆﺛﺮ در آﻧﻬﺎ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 90درﺻﺪ
ﺟﺮم ﮐﻞ ﺳﺎزه اﺳﺖ ،ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺗﻌﺪادﺷﺎن ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﻌﺮﯾﻒ دﯾﺎﻓﺮاﮔﻢ ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﻃﺒﻘﺎت ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻘﻂ ﺳﻪ درﺟﻪ آزادي ) 2ﺗﺎ اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ و 1دوراﻧﯽ( دارد ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺼﻮرت اﺣﺘﯿﺎط آﻣﯿﺰ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎ را ﺳﻪ ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻌﺪاد ﻃﺒﻘﺎت ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻧﻤﻮد ﯾﻌﻨﯽ 12ﺗﺎ.
30
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺿﺮاﯾﺐ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ SumRZ 1.8374 68.6644 78.6788 78.989 91.0404 91.2836 92.161 95.2562 95.5079 99.8113 99.8633 99.9551
SumUY 63.7048 63.7907 80.2641 89.2606 89.4045 92.3628 94.7583 94.8285 98.9798 99.1403 99.5918 99.9876
SumUX 13.4728 22.9627 77.4949 79.8802 82.8597 83.4459 94.0631 94.6365 95.3461 95.3729 98.2739 99.8973
ﭘﺮﯾﻮد
ارﺗﻌﺎﺷﯽ Period 0.720521 0.607134 0.375898 0.24111 0.198168 0.132512 0.130446 0.109563 0.087796 0.077079 0.075194 0.060989
ﺟﺪول -5زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب و درﺻﺪ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ ﻣﺪﻫﺎ
ﻣﺪ ارﺗﻌﺎﺷﯽ Mode 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
در ﺟﺪول ﻓﻮق Rﻧﻤﺎد آزادي دوراﻧﯽ و Uﺑﯿﺎﻧﮕﺮ آزادي اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪول ﻓﻮق ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي در ﻧﻈﺮ
ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه ﮐﺎﻓﯿﺴﺖ.
روش ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ
در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ زﻟﺰﻟﻪ ،از ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزهاي دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد ،ﺑﺎﯾﺪ 25درﺻﺪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ را ﺑﻪ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ اﺛﺮ داد و ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ اﯾﻦ ﺑﺮش را در ارﺗﻔﺎع را ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ و ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻧﻤﻮد.
ﺑﺮاي رﻋﺎﯾﺖ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﻓﻮق ،در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس را در 0/25ﺿﺮب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺑﻪ ﻣﻌﻨﺎي ﺗﻘﻠﯿﻞ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد ﭘﺲ از آن ﻣﺠﺪداً ﺗﺤﻠﯿﻞ و ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺮاي ﺗﻨﺸﻬﺎي وارده ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﻨﺪ.
ﻧﺘﯿﺠﻪاي ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﻧﺸﺎن داد اﯾﻦ ﺑﻮد ﮐﻪ ﺑﺠﺰ ﻋﺪه ﻣﺤﺪودي از ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻫﻤﮕﯽ در ﻣﻘﺎﺑﻞ اﻋﻤﺎل 25درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﮐﻤﺘﺮ از ﯾﮏ داﺷﺘﻨﺪ ﺑﺮاي اﺻﻼح اﯾﻦ ﭼﻨﺪ ﻋﻀﻮ ﻣﻘﻄﻊ آﻧﻬﺎ را ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽدﻫﯿﻢ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻬﺎﯾﯽ اﻧﺘﺨﺎب ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ.
ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ در زﯾﺮ ﻣﻘﻄﻊ دو ﺳﺘﻮن در ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ 2IPE180C18ﯾﻌﻨﯽ زوج IPE180ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 18ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﯿﺴﺖ:
31
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﺷﮑﻞ -7ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﻣﻘﺎﻃﻊ اوﻟﯿﻪ
ﺑﺎ اﻓﺰودن ﯾﮏ ورق ﺳﺮاﺳﺮي ﺑﻪ ﭘﻬﻨﺎي 22ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ ﺟﺎن اﯾﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻘﻄﻊ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد:
ﺷﮑﻞ -8ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﻘﺎﻃﻊ
ﺑﺪﯾﻨﺴﺎن ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﯿﻦ ﮐﻠﯿﻪ اﻋﻀﺎ ﮐﻨﺘﺮل ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ و ﻫﺮ ﻋﻀﻮي ﮐﻪ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﺒﺎﺷﺪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد .اﯾﻦ اﻋﻀﺎ در ﺟﺪول ﻧﺸﺎن داده
ﺷﺪهاﻧﺪ:
ﺷﻤﺎره اﻋﻀﺎ C11 C10 B15
ﻃﺒﻘﻪ
ﻣﻘﻄﻊ اوﻟﯿﻪ
ﻣﻘﻄﻊ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﯾﺎﻓﺘﻪ
2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 IPE200 IPE180 ST2,ST3
32
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﻐﯿﯿﺮﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻧﺴﺒﯽ واﻗﻌﯽ ﻃﺮح در ﻣﺤﻞ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎدﯾﺮ زﯾﺮ ﺑﯿﺸﺘﺮ ﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
∆ ≤ 0.025
∆ ≤ 0.02 از ﻃﺮﻓﯽ ∆ ∆ = 0.7 .ﻟﺬا ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ DRIFTاز راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ: 0.025 0.7 0.05 ≤ 0.7
≤
≤ 0.7
≥ 0.7
∆
→
=
در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ: 0.025 0.025 = = 3.97 × 10 0.7 0.7 × 9
0.025 0.025 = = 3.57 × 10 0.7 × 10 0.7
ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه از ﻧﺮم اﻓﺰار اﻋﺪاد زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: DriftY
0.000754 0.0011
0.000856 0.00126
0.000701 0.001314 0.000335 0.000802 0.002205
DriftX 0.000856 0.000773 0.000934 0.000967 0.000838 0.001043 0.000571 0.000772 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 0 1.43 1.43 -4.88 0
X 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 0.851 12.63 12.63 1.71 0.851
(
≤ )
≤ )
Point 11 11 1 11 11 11 1 11 11 11 1 7 11 11 1 7
(
Load EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX
ﺟﺪول -6ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت در اﺛﺮ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ x
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
33
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
DriftY
0.001146 0.001337 0.001723 0.001998 0.001892 0.002205 0.001152 0.001336 0.002205
DriftX 0.00044
0.000812 0.00072
0.001151 0.000781 0.00124
0.000414 0.000767 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0
X 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851
Point 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7
ﺟﺪول -7ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در راﺳﺘﺎي y
Load EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
ﺑﺎ ﻣﻼﺣﻈﻪ ردﯾﻔﻬﺎي ﻣﺎﮐﺰﯾﻤﻢ در ﻣﯽﯾﺎﺑﯿﻢ ﮐﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت از ﺣﺪ ﻣﺠﺎز ﺗﺠﺎوز ﻧﻨﻤﻮده اﺳﺖ. ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 16-11-3-10ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ،در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻗﺎب ،ﺑﺎﯾﺪ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻧﺎﺷﯽ از ﻋﻨﺎﺻﺮ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ و اﻧﺘﻘﺎل ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ اﻧﺘﻬﺎي ﻗﺎﺑﻬﺎ ،در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ در دﻫﺎﻧﻪ داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻧﺒﺎﯾﺪ
ﺳﻘﻒ ﺻﻠﺐ ﺗﻌﺮﯾﻒ ﺷﻮد ﺗﺎ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎ اﯾﺠﺎد ﮔﺮدد .اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ در ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي اﻫﻤﯿﺖ ﺑﺴﺰاﯾﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دارد.
34
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﻣﺒﻨﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر آن ﻣﻘﺪاري ﻣﺘﻔﺎوت از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در
ﮐﺘﺎﺑﻬﺎي ﻣﻌﻤﻮل در ﺑﺎزار ،ﺑﺮاي ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﻌﻤﻮﻻً آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ AISC-89را ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﺗﻄﺎﺑﻖ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت
ﺑﺎرﮔﺬاري آن ﺑﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯽﮐﻨﻨﺪ و از اﯾﻦ رو ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري اﺷﺎرهاي ﺻﺮﯾﺢ ﻧﮑﺮدهاﻧﺪ اﻣﺎ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺴﺨﻪ ﺳﺎل 89اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻗﺎدر ﺑﻪ درﯾﺎﻓﺖ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻟﺮزهاي در ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ دﻟﯿﻞ در
اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﮐﻪ در راﺳﺘﺎي yﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه +ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﯽ ﺑﺎﺷﺪ اﺳﺘﻔﺎده از اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻣﻘﺪور و ﻣﻨﺎﺳﺐ ﻧﯿﺴﺖ .ﻟﺬا ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺟﺪاﮔﺎﻧﻪ ﺑﺮاي آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ UBC97-ASDﮐﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﻟﺮزهاي ﮐﺎﻣﻞ و ﻣﺘﻨﺎﺳﺒﯽ ﺑﺎ ﻣﺒﺤﺚ ﻧﻬﻢ دارد ﺗﻌﺮﯾﻒ
ﺷﺪه اﺳﺖ و از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﭘﯿﺶﻓﺮض اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﻧﺸﺪه اﺳﺖ .ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪه ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮﻧﺪ ،از اﯾﻦ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر COMB50ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و از آن ﺑﻪ ﺑﻌﺪ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻻزم
ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ در ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﺑﺎرﻫﺎي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﺎ ﻋﻼﻣﺖ ﻣﺜﺒﺖ و ﻣﻨﻔﯽ وارد ﺷﻮﻧﺪ.
± 0.3 ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3
± ± + + + + ± ± ± ± ± ±
=1 =2 + = 3, 4, 5, 6 + = 7, 8, 9, 10 + = 11, 12, 13, 14 = 15, 16, 17, 18 = 19, 20, 21, 22 = 23, 24, 25, 26 = 27, 28, 29, 30 = 31, 32, 33, 34 = 35, 36, 37, 38 = 39, 40, 41, 42 = 43, 44, 45, 46 = 47, 48, 49, 50 = 51 + + = 52 + + = 53 + + = 54 + + = 55 + = 56 + = 57 + = 58 +
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ ..ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮا و اﺗﺼﺎﻻت آن ﺳﺘﻮن
ﺗﯿﺮ
اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮﺳﺘﻮن )(Base Plate
ﭘﯽ ﻧﻮاري
ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﻣﻘﺎﯾﺴﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ و ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي در ﭘﺎﯾﺎن ﻃﺮاﺣﯽ ﻫﺮ اﻟﻤﺎن
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
36
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮاي ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﺳﻬﻤﯽ از ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺛﻘﻠﯽ ﻧﺪارﻧﺪ ﻟﺬا: ) = 0.75 × 14.57 = 10.93
+
(= 0.75
+
= 14.57 ⟶ = =0
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﻧﺎوداﻧﯽ ﺷﻤﺎره 100را ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﺒﻪﻫﺎي ﺑﺎل آن 1 cmاﺳﺖ ،اﻣﺘﺤﺎن ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻣﺸﺨﺼﺎت اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ و ﻧﺤﻮه ﮐﻨﺘﺮل ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ اﺳﺖ:
)اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻮﺟﻪ داﺷﺖ ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺑﺎزار ﺑﯿﺸﺘﺮاز ﻧﻮع UPAﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ و در اﯾﻦ ﻣﻮرد ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﺻﺤﯿﺢ ﺑﻪ ﺟﺪاول ﻣﻘﺎﻃﻊ اﻫﻤﯿﺖ ﻓﺮاواﻧﯽ دارد .ﭼﺮا ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺟﺪول اﺷﺘﺎل UNPﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﺣﺪود ﯾﮏ ﺷﻤﺎره از UPAﺑﺰرﮔﺘﺮ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﯾﻌﻨﯽ ﻣﺜﻼً ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺎزاري UPA10ﺑﺎ ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ UNP8ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ و ﺑﯽﺗﻮﺟﻬﯽ ﺑﻪ اﯾﻦ اﻣﺮ ﻣﺘﺄﺳﻔﺎﻧﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ
ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺎﻣﻄﻠﻮﺑﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ ﺧﻮاﻫﺪ داﺷﺖ( .
X
= 3.352
= 52.54
+
=1
= 2 × 10.9 = 21.8
= 3.99 ,
=
= 0.67 ,
=
,
10
= 0.5
1 × 0.5 × 352 = 44.11 3.99 ⟶ 1 × 0.67 × 352 = = 52.54 3.35 =
2 ⎧ ⎪ ⎨ ⎪ ⎩
ﺗﻮﺟﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﭼﻮن دو ﺳﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﻟﺬا ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﻣﺆﺛﺮ kﺑﺮاﺑﺮ ﯾﮏ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد وﻟﯽ از ﻃﺮﻓﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺿﺮﺑﺪري ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻌﺶ در ﮐﻤﺎﻧﺶ درون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.5و در ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺑﺮون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.67ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد. ﻻﻏﺮي ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري
ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز
/
= 1221
→ = 131.42
2
=
= 52.54 ,
=
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-10-3-10در اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي ﻫﻤﮕﺮا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري از راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد در اﯾﻦ
راﺑﻄﻪ Bﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺎﻣﯿﺪه ﻣﯽﺷﻮد.
37
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 1 = 0.83 ≥ 0.8 ]) _ [1 + (( / ))/(2 /
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﺎدﺑﻨﺪ
. .
= 1017
<
,
=
= 0.83 × 1221 = 1017
10.93 × 10 = 501.38 21.8
=
=
=
=
=
⇢
501.38 = 0.49 < 1 1017 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار 0.637ﺑﺮاي ﻣﺠﻤﻮع اﺛﺮات ﺧﻤﺸﯽ ،ﻓﺸﺎري و 0.603ﺑﺮاي اﺛﺮ ﻣﺤﻮري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺟﺎﻟﺐ آﻧﮑﻪ دﻟﯿﻞ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﻧﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﮐﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺴﯿﺎر ﮐﻤﺘﺮ از ﻣﻘﺪار ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ!!!
ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻻﻏﺮي ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل ،ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﻻﻏﺮي ﻣﺠﺎز ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ .اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800
اﺳﺖ.
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﻘﻤﻪﻫﺎ:
ﯾﻌﻨﯽ در ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ و ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه ﯾﮏ ﻟﻘﻤﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار ﮔﯿﺮد.
= 52.54
> = 123
≤ 123 ⇢ ≤ 168.5
6025
1.37
= =
ﺗﮑﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
38
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت زﯾﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ Br-4ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ در اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ IPE220ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺷﺮاﯾﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﻓﺸﺮده را داراﺳﺖ.
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاي ﺑﺮش و ﺧﻤﺶ ﺑﺮاﺳﺎس ﺟﺪول 1-3-10ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان از
ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
/
= 360
= 0.55 = 0.55 × 2400 × 22 × 0.59 = 17133.6 = = 480.27 × 2400 = 1152648 .
< 0.15
= 7.55
→
= 33.4
= 107.63
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺮش ﺣﺎﮐﻢ ﺑﺮ ﻃﺮح اﺳﺖ .و ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ آن ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد: دوران ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ < 0.09
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
,
= 252.132
< 1.6
= 100
= 17133.6
∆ . 1.37 × 10 × 240 × 340 = = 4.658 × 10 .ℎ 100 × 240
= =
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﯾﺪ از ﯾﮏ ورق ﺗﮏ ﺑﺪون ﻫﺮﮔﻮﻧﻪ ورق ﻣﻀﺎﻋﻒ ﮐﻨﻨﺪه ﺗﺸﮑﯿﻞ ﯾﺎﺑﺪ .ﻫﯿﭽﮕﻮﻧﻪ ﺑﺎزﺷﻮﯾﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ در ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺗﻌﺒﯿﻪ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﻤﯽﺗﻮان از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻻﻧﻪزﻧﺒﻮري اﺳﺘﻔﺎده ﻧﻤﻮد .ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺮش ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از 0.8 Vpﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 13706.88
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
< 0.8
= 2528.29
در اﻧﺘﻬﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﮐﻪ ﻋﻀﻮ ﻗﻄﺮي ﺑﻪ آن ﻣﺘﺼﻞ اﺳﺖ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﺎن در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع در دو ﻃﺮف ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﻋﺮض ﮐﻞ
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از
−2
ﭘﺮوژه ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از170 50 10 : ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ
و ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﻬﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ
2
0.75از 10ﯾﺎ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ اﺑﻌﺎد اﯾﻦ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ در اﯾﻦ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ آﻧﮑﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺣﺎﮐﻢ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع ﺟﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻣﻘﻄﻊ ﮐﻤﺘﺮ از 600ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ اﯾﻦ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻓﻘﻂ در ﯾﮏ ﻃﺮف ﻗﺮار ﻣﯽﮔﯿﺮﻧﺪ .ﻓﺎﺻﻠﻪي ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺑﺮ
اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 8-11-3-10ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﻧﺒﺎﯾﺪ از − /5
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ
38ﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ. = 15
→
22 = 18.02 5
= 38 × 0.59 −
اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺑﺎﯾﺪ داراي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻓﺸﺎري ﺣﺪاﻗﻞ 1/5ﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﻈﯿﺮ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﻨﺘﺮل ﮐﻨﻨﺪه ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﺷﺪ.
5
−
38
39
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮ:B16
ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﻮﺟﻮد در ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ،ﺑﻪ ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ در ﺑﺘﻦ ﻣﺪﻓﻮناﻧﺪ ﻃﻮل ﻣﻬﺎر ﻧﺸﺪه ﻧﺎﭼﯿﺰ و ﺣﺘﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﮔﻔﺖ ﮐﻪ ﺻﻔﺮ دارﻧﺪ ﻟﺬا اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ
ﺑﺎ اﺗﮑﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﺎﻓﯽ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﻮرده ﺷﺪه ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎﻃﻊ در اﮐﺜﺮ ﺣﺎﻻت ﺟﺰء ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻓﺸﺮده ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ:
= 0.66 = 1584 / و ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﮐﻪ اﻧﺠﺎم ﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ ﺗﯿﺮ B15در ﺑﺎم ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: .
ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ :
= 0.52
.
, .
150 = 0.227 250
) = 0.84
+
× = 0.378 +
,
.
= 0.378
(= 0.75
ﻣﻘﺪار اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺎﺻﻠﻪ از ﻧﺮماﻓﺰار 0.75 × 1.957 = 1.79ﺗﻔﺎوت زﯾﺎدي دارد.
. .
<
1.79 × 10 = 113 1584 18 ∶ = 146 =
1.79 × 10 = 1226 146
=
=
:اﺷﺘﺎل =
1226 = 0.77 1584 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.85اﺳﺖ .در ﻃﺮاﺣﯽ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻋﯿﻨﺎً ﺑﺎ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ وﻟﯽ در =
= ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ
ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ اﺧﺘﻼﻓﯽ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً در ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﺗﻔﺎوت اﻧﺪﮐﯽ وﺟﻮد دارد .ﺷﺎﯾﺎن ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﯾﮏ ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﺗﺪاﺧﻞ آﮐﺲ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﺪ اﯾﻦ ﺷﺎﯾﺪ ﯾﮑﯽ از دﻻﯾﻞ اﯾﻦ اﺧﺘﻼف ﺟﺰﺋﯽ در ﻣﯿﺰان ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﺑﺎﺷﺪ.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻓﻮق ،ﻣﻘﻄﻊ IPE18ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ.
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9در ﻃﺒﻘﻪ اول
اﺑﺘﺪا ﺳﺘﻮن را ﺗﺤﺖ زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ xﻣﻮرد ﺑﺮرﺳﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ .در اﯾﻦ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ وﺟﻮد ﻧﯿﺮوي ﻓﺸﺎري و ﻟﻨﮕﺮ ﺧﻤﺸﯽ ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﻃﺒﻖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﯿﺮ-ﺳﺘﻮن ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮد.
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮم اﻓﺰار
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
ﺑﺎر ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده PD
27.89
24.81
11.04
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه PL
8.2
7.7
6.10
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ PE
53.22
40.8
23.34
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده MD
0.41
0.81
97.56
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ML
0
0.52
!#DIV/0
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ME
1.58
0.112
92.91
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
66.98
54.98
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
1.49
1.08
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺟﺪول ﻓﻮق اﺧﺘﻼف در ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﮐﻢ وﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ وﻟﯽ در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻓﺮﺿﻬﺎي ﺳﺎدهﺳﺎزي ﮐﻪ در
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺻﻮرت ﻣﯽﮔﯿﺮد اﺧﺘﻼف ﺑﺴﯿﺎر زﯾﺎد اﺳﺖ .ﻣﺎ در اﯾﻨﺠﺎ ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ را ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﻪ دﻟﯿﻞ دﻗﺖ ﺑﯿﺸﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ را ﺑﺪﺳﺖ آورﯾﻢ:
= 0.75( + + ) ≅ 55 ) = 1.08 (= 0.75 + + . ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﺗﻮان اﺑﺘﺪا ،ﯾﮏ ﻣﻘﻄﻊ را ﺣﺪس زد ﺳﭙﺲ ﮐﻔﺎﯾﺖ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ را ﺑﺮاي ارﺿﺎي ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﺑﺮرﺳﯽ ﻧﻤﻮد:
اﺑﺘﺪا 2IPE22را ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 22ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻫﻨﺪﺳﯽ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ
A
Sx
Sy
rx
ry
2.48 9.11 37.3 252 33.4 IPE220 11.11 9.11 388.36 504 66.8 2IPE220C/C22 ﭼﻮن ﻗﺎب ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺷﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا = 1
=
و ﻃﻮل آزاد ﺳﺘﻮن ﻫﻢ ،ﺑﺮاﺑﺮ 2.1mﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ از ﺑﺴﺘﻬﺎي ﻣﻮازي
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﻣﺆﺛﺮ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﮐﻨﯿﻢ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﺗﮏ ﻧﯿﻤﺮخ ﻋﻀﻮ ﻓﺸﺎري ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ از ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي )
( ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﻮد.
در ﻗﺴﻤﺘﯽ ﮐﻪ ﺑﯿﻦ دو ﺑﺴﺖ ﻣﺘﻮاﻟﯽ ﻗﺮار دارد از 40و
41
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
< 40 × 2.48 = 99.8
2 × 18.9 × 11.11 = 140 3
⟶
<
⟶ < 40
2 × 3
<
=
= 18.9 ,
در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺑﺨﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ و ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺑﺴﺘﻬﺎ را 70 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﭘﺲ:
= 33.97
23.05
33.97
823.09
+
70 ⟶ = 28.23 2.48
=
=
=
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ 1364.00
0.94
20329.66
= 1316
1440.00
214.58
Stability 0.77
= 33.97
55 × 10 823.09 = 823.09 = ⟶ = 0.60 > 0.15 66.8 1316 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺸﻤﻮل ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﺑﻨﺪ 1-6-1-10ﻣﯽﺷﻮد و ﺑﺎﯾﺪ ﻫﺮ دو ﻣﻌﯿﺎر ﭘﺎﯾﺪاري و ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﯾﻦ ﺑﻨﺪ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﻮد: ≥ 0.4 ,
= 0.567 + 0.267 + 0.41 = 1.24
=
= 0.6 − 0.4
1.24 = 0.94 1.44
= 0.6
,
= 0.6 − 0.4 −
= 25.42
12 23
=
=
1.08 × 10 = 214.58 504
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﺑﻮدن ﻟﻨﮕﺮ در اﻣﺘﺪاد yﻣﯽﺗﻮان از ﺗﻨﺸﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﻣﻮﺟﻮد در اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد ﻟﺬا دارﯾﻢ: = 0.77 < 1 22 / 22
=
⎨ ⎪ ⎩
= 0.112 + 0.522 + 0.81 = 1.44
× 2.1 × 10 = 16734.83 25.42 = 1440
⎧ ⎪
= 23.05
⟶
⟶ = 33.97
Strength 0.72
2
.
1−
.
+
⟶ = 0.72 < 1
+
12 23 =
= =
1−
+
+ 0.6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
42
از ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ اوﻟﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﭘﺎﯾﺪاري و دوﻣﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺳﺘﻮن اﺳﺖ ﮐﻪ ﻫﺮ دو ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﺪﻧﺪ. ﺟﻬﺖ y
در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ اﻃﻼﻋﺎت ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-24.81
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
-7.69
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه
0.495
11.89
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-0.019
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
0.038
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
0.39
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
-15.46
231.44 = 0.17 > 0.15 1316
=
15.46 × 10 = 231.44 66.8
⟶
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺳﺘﻮن در ﺟﻬﺖ xﺑﺴﯿﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ از ﺟﻬﺖ yﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت در ﺟﻬﺖ yﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﺣﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت وﯾﮋه آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻧﯿﺰ در ﺟﻬﺖ xﺑﺮرﺳﯽ ﺷﻮﻧﺪ )ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ( ×
× = 1.7 ×
ﮐﻨﺘﺮل ﻓﺸﺎر ﮐﻨﺘﺮل ﮐﺸﺶ
= 149.44
≤
=
+ 2.8
≤
ﻓﺸﺎر ﻣﺤﻮري
+ 0.8
+ 2.8
ﮐﺸﺶ ﻣﺤﻮري
0.8
24.84 + 0.8 × 7.7 + 2.8 × 40.8 = 145.24 < 1.7 × 1316 × 66.8 × 10
0.8 × 24.84 + 2.8 × 40.8 = 134.11 < 2400 × 66.8 × 10 = 160.32 ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد ﮐﻪ ﻫﺮ دو راﺑﻄﻪ ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻦ ﺳﺘﻮن 2 22 / 22ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﻟﺒﺘﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ
ﺑﻌﺪاً ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺎ ﺑﻘﯿﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﭗ ﺷﻮد و ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ از ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻌﺎدل آن اﺳﺘﻔﺎده ﺷﻮد. ﺟﻮش ورﻗﻬﺎي ﺳﺮاﺳﺮي
ﺣﺪاﻗﻞ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﺟﻮش ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق ،از ﺟﺪول 1-7-1-10ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق اﯾﻦ ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﺮاﺑﺮ 4ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
=6
⎯⎯
= 5.66
45
≥
≥4
→
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺗﻨﺶ وارده ﮐﺎﻓﯽ اﺳﺖ .ﺣﺪاﻗﻞ ﻃﻮل ﺟﻮش در ﭘﺎي ﺳﺘﻮن ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻌﺪ ﻋﻀﻮ اﺳﺖ .اﯾﻦ ﻃﻮل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻧﯿﺮوي ﻣﺴﺎوي ﺣﺎﺻﻠﻀﺮب ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ورق در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 65
در ﺑﻘﯿﻪ ﻃﻮل ورق ،ﻃﻮل ﺟﻮش ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد:
→
> 0.6 × 2400 × 22 × 0.8 = 25344 = 10
⎯⎯
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ اﯾﻦ ﺟﻮﺷﻬﺎي ﻣﻨﻘﻄﻊ اﮔﺮ ﺟﻮش ﺑﻪ ﺻﻮرت ﻣﻮازي ﺑﺎﺷﺪ از رواﺑﻂ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد: = 173.1
, 300
در ﻧﺘﯿﺠﻪ اﯾﻦ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺮاﺑﺮ 150ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد.
1060
×
650
≥ 10 = 10 × 0.8 = 8
≤ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﻮﺷﻬﺎ
43
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ ﮐﻒ ﺳﺘﻮن )(Base Plate
در ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﺎت ﮐﻒ ﺳﺘﻮن ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻋﺎﻣﻞ ﻣﻬﻤﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ،زﯾﺮا در ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﻓﺸﺎري اﺳﺖ ﯾﺎ ﮐﺸﺸﯽ ﯾﺎ
اﯾﻨﮑﻪ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﺑﻌﻀﯽ از آﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﻣﯽاﻓﺘﺪ و ﺑﻌﻀﯽ دﯾﮕﺮ ،ﺗﻨﻬﺎ ﻋﺎﻣﻞ ﻫﻤﯿﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﮐﻪ اﮔﺮ ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ eاز ﯾﮏ ﺷﺸﻢ ﺑﻌﺪ ﭘﯽ در آن راﺳﺘﺎ
ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد ﻫﻤﻪ ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﻓﺸﺎر ﺑﻮده و ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺻﻔﺤﻪ ﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي
ﻓﺸﺎري ﺧﺎﻟﺺ ﻗﺮار دارد و از ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺟﻮد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﮐﺮد و اﻟﺒﺘﻪ در ﻫﻨﮕﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﻪ ﻃﻮر ﻣﺤﺎﻓﻈﻪ ﮐﺎراﻧﻪ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﻃﻮر ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ در ﮐﻞ ﺳﻄﺢ ﺗﻤﺎس ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺣﺎل ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﻣﺸﺨﺺ ﮐﻨﯿﻢ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻗﺎﺑﻞ ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﯾﺎ ﻧﻪ؛ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻌﺪ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن ﻣﺸﺨﺺ ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﺎ ﻓﻌﻼً آن را ﺣﺪس ﻣﯽزﻧﯿﻢ.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن در ﻧﻘﻄﻪ ﺷﻤﺎره :19 )My(ton.m -0.16 -0.008 -0.937 0.284
)Mx(ton.m -0.012 0.001 -0.141 0.951
ﺻﻔﺤﻪ را ﺑﺼﻮرت ﻣﺮﺑﻌﯽ ﺑﻪ ﺿﻠﻊ 40ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯿﮕﯿﺮﯾﻢ: ) = 13.3
.
= 55.1
.
) = 0.114 ) = 0.83
)
)P(ton 29.25 8.03 -55.03 36.19
= 40
+ +
+
+
40 6 40 < = 0.06 6 < = 0.01
=
(
(= 0.75
+ +
Load DEAD LIVE EX EY
Point 19 19 19 19
+
+
= 0.75
(= 0.75
(= 0.75
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﻣﯽﺗﻮان ﻣﺴﺎﻟﻪ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎر ﻣﺤﻮري ﺧﺎﻟﺺ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﻤﻮد:
اﺑﻌﺎد ﺳﺘﻮن b=d=22 cm
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺘﻦ ﭘﯽ
/
= 0.5( − 0.95 ) = 9.55 = 0.5( − 0.8 ) = 11.20
240ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا:
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﺠﺎز ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده ...................................... ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده .......................... .
<
/
/
= 0.3 × 240 = 70
= 34.43
× . ×
=
=
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
44 3 0.75
= 2.33
=
ﻻزم
ﻟﺬا ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 2.5 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد ،وﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪه ﻧﯿﺴﺖ .ﭘﺲ :
400 × 400 × 25 ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻧﻘﺎط دﯾﮕﺮ اﯾﻦ روﻧﺪ در ﻗﺎﻟﺐ ﯾﮏ ﺑﺮﻧﺎﻣﻪ اﮐﺴﻞ ﺗﮑﺮار ﺷﺪ و ﻣﺸﺨﺺ ﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪاي ﺑﺎ اﯾﻦ اﺑﻌﺎد ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ
ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ ،ﺿﻤﻦ آﻧﮑﻪ ﻫﯿﭽﮑﺪام از ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ داراي ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﻫﺴﺘﻪي ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﻨﺪ.
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺮاي ﺻﻔﺤﺎت زﯾﺮ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ،ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺧﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺻﻔﺤﻪ داراي ﯾﮏ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺘﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺸﺎن داد ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﺻﻔﺤﻪ ﻓﻮق ﮐﻔﺎﯾﺖ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
در ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ ﺗﻨﺶ در زﯾﺮ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن ﺷﻤﺎره 8ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﺎﯾﻨﺪه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ .در اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن آﻣﺪه اﺳﺖ.
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺻـــﻔﺤﻪ ﺳـــﺘﻮن
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺳـــﺘﻮن
1.60 cm
49.90 kg/cm2
7.40cm
46.33 kg/cm2
64.39 kg/cm2
ﺷﮑﻞ -9ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
)My(ton.m 0.01 -0.026 -0.833 0.038
.
)Mx(ton.m -0.033 -0.044 -0.11 0.82
)P(ton 43.28 12.71 -10.16 -29.86
Load DEAD LIVE EX EY
ﺟﺪول -8ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
/
= 84
< 0.7
Point 8 8 8 8
= 64.39 / /
49.90 30.58
−
=
+ 6
1±
= 0.75
=
1 2 7.4 × = (64.39 − 46.33) × 40 × 7.4 × + 46.33 × 40 = 53346.25 2 3 2 6 × 53346.25 = = ≤ 0.75 → ≥ 2.11 40
ﻟﺬا ﻫﻤﺎن ﺿﺨﺎﻣﺖ 2/5ﺳﺎﻧﺘﯽ ﻗﺒﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ و ﺑﺪون ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ .ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻌﺪ 40 ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮح ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ وﻟﯽ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ از ﺑﻌﺪ 45ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻫﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
45
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻮرد اﺳﺘﻔﺎده در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﺨﺘﻠﻂ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺗﻤﺎﻣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﺻﻠﺐ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﯾﮏ
ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﺗﺼﺎﻻت ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﺑﺰرﮔﺘﺮﯾﻦ ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ در اﺗﺼﺎﻻت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ. ﻣﻘﻄﻊ ﺗﯿﺮ 2IPE22FC1 :ﺑﺎ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ 385.22 cm3
ﺑﺮش ﻣﻮﺟﻮد در ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه8.13 ton : ﻃﺮاﺣﯽ ورق ﺟﺎن
.
= 385.22 × 0.66 × 2400 × 10 = 8.13
= 6.10
=
اﻧﺪازه ﻓﺎﺻﻠﻪ رواداري )ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﻮﻧﺘﺎژ( را ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 2ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .از دو ﻋﺪد ورق PL170X100X10در ﺟﺎن ﺑﺮاي ﻧﮕﻬﺪاري ﺗﯿﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ﺟﻮش B ﺟﻮش A
اﺗﺼـــﺎل ورق ﺟﺎن و
ﺟﻮﺷﻬﺎي B æA
10 cm
d=17 cm
V X
8 cm
ﺷﮑﻞ -10ﺟﻮش ورق ﺟﺎن
= 1.94 cm
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
46
)(8 +6 + )8(8) + 6(8)(17 − = − = 1782.63 12 2 + 12 2(8) + 17 = (10 − 1.94) = 65532.73 . 8
=
= 123.18 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﺑﺮش ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . )2 17 + 2(8 ) (10 − = 148.16 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﻗﺎﺋﻢ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . = ) (2 )( /2 = = 156.24 ﻣﺆﻟﻔﻪ اﻓﻘﯽ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … . . . … … … … … … … … . ) (2
=
ﺗﻨﺶ ﮐﻞ ﺟﻮش … … … … . . … … … … … … . . … … … … . … … … … .
= 313.12
"
)"
+
ارزش ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . … … … . . . . = 0.5
+
(
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ............................................... ................................
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
ﺟﻮش
= 0.5
=
→ = 0.48
=
650
(0.4)(2400)(1) = 960
/
= (650)(0.5) = 325
/
"
= 650
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻣﻨﻈﻮر ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ: ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ........................................ .........................................
"
650
ﺑﺮاي ورق ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ .ﺑﺮاي ﺟﻮش Bﮐﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ از دو ﺟﻮش ﺧﻄﯽ ﻗﺎﺋﻢ ﺑﻮده و ﺗﺤﺖ ﺧﻤﺶ و ﺑﺮش
ﻗﺮار دارد ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ:
.
1 (17) (1) = 818.83 12
=2
= (8.13 × 10 )(10 − 1.94) = 65532.73 /
/
= 680.27 /
ﻃﺮاﺣﯽ ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﺧﻤﺸﯽ:
= 239.12
2
+
= 721.07
= 1.2
)( /2
→ = 1.11
6.1 = 23.47 0.24 + 0.02
=
=
=
650
=
=
=
ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 0/02ﺑﺮاي ورﻗﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ .ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺟﻮش ﺷﯿﺎري ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﻠﺰ ﻣﺒﻨﺎ ) (0.6اﺳﺖ ،اﻣﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﮐﻨﺘﺮل ﺟﻮش) ( = 0.75ﺑﻪ آن اﻋﻤﺎل ﺷﻮد .در راﺑﻄﻪ زﯾﺮ Lﻃﻮل ﺟﻮش و tﺿﺨﺎﻣﺖ آن اﺳﺖ. = 21.73
→ = 23.47 × 10
= 14
×
→
×
= 0.6
= 1.8
47
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
30
L=15
5
10
2
14
10 2
ورق روﺳــﺮي
ورق زﯾﺮﺳـــﺮي
ﺷﮑﻞ -11ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﮔﯿﺮدار
از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺑﺎ ﻓﺮض
= 1.0
دارﯾﻢ:
= 13.05 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل 14ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
→ (2L + 10) = T = 23.47 × 10
650
ﻃﺒﻖ ﺗﻮﺻﯿﻪ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،2800ﻃﻮل Lﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 10tpﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل L=15<10tp=18cmاﺳﺖ .ﻋﺮض 10 cmورق
ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﮐﺸﺶ 23.47 tonرا ﺗﺤﻤﻞ ﮐﻨﺪ. .
> 23470
(0.4)(2400)(1.8) = 25920
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
48
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﮐﻞ ﺑﺎر ﺳﻘﻒ ﺑﺪون ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﻣﺮﮐﺐ..............................................................
/
420 + 125 − 17.56 = 527.44
ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ ............................................................. ............................................................................. ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ ........................................ ...................................................... ..................................
ﺑﺎر زﻧﺪه ................................................... ............................................................................................................
/
/
220
/
350
327.44
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ 90 :ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﻃﻮل ﺗﯿﺮ= 5/80ﻣﺘﺮ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ:
= 0.9
+ , + 16 2 4 )ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 ,
=
)ﺑﺎر زﻧﺪه +ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 8
8
=
=
=
از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺗﯿﺮ ﻣﺮﮐﺐ )ﺑﻌﺪ از ﺳﺎﺧﺖ ( ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎر زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ اﺳﺖ ،ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﭘﺮوﻓﯿﻞ در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ از ﭘﺮوﻓﯿﻠﯽ ﺑﺎ
اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻌﯽ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد. = 20.1
,
= 869
=8
,
,
= 10
= 108.6 =
→
∶ 160
= 210
= 17.38
= 3542.7
3542.7 = 535.24 )(16 + 4 − 17.38 3542.7 = 203.83 17.38
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﻗﺒﻞ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﺣﯿﻦ ﺳﺎﺧﺖ(
= )
= )
(
(
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﭼﻮن ﻫﻨﻮز ﺑﺘﻦ ﺳﻔﺖ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ ﻧﺪارد و ﺑﺎر ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ
ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﻧﻪ ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ. .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﺑﻌﺪ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ(
= 766 ≤ 0.6
=
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ دارد و ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي و ﺑﺘﻦ ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
49
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺑﺘﻦ:
= 2024 ≤ 0.9
+
+ = 63 ≤ 0.45 ) (
.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ:
)
(
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ ﻃﺮاﺣﯽ :
= =
0.85
= 24120 , 2 2 ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﯾﮏ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮ از ﻣﻘﻄﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ 60و ﺑﺎ ﻃﻮل 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﺎ ﺟﺪول -1-2-1-10اﻟﻒ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: ﺗﻌﺪاد ﮔﻠﻤﯿﺦ ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﯿﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺻﻔﺮ :
× 1000 = 3400 ≅7
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﮔﻠﻤﯿﺨﻬﺎ از ﻫﻢ: .
ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ:
= 64
=
= 0.68
= 5.8 = 40 7×2
<8
=
ﺑﺮاي ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ و ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺧﯿﺰ ﻻزم اﺳﺖ ﻣﻤﺎن اﺳﺘﺎﺗﯿﮏ ﻣﻘﻄﻊ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﺟﺎي nﺑﺎ 2nﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮد .در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ 4/5ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ و ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﺷﺎﺧﺺ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮﻧﺪ. ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﺧﯿﺰ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از . .
580 = 2.42 240
>
= 15.7 = 2945 و ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه و ﻣﺮده ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از ∗
= 2.94
∗
5 × 384
+
5 × 384
ﺑﺎﺷﺪ: =
5 580 × = 1.42 < = 1.61 . . ∗ 384 360 ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﻣﻘﻄﻊ IPE16ﺑﺮاي ﺧﯿﺰ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده و زﻧﺪه ﺟﻮاب ﻧﻤﯽدﻫﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎﻻﺗﺮي را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ =
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه ،ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﺧﯿﺰ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ IPE18ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﮐﻪ اﻋﺪاد ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از :
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺧﻤﺸﯽ ?ok ok
fc 50.13952
S<8tc YES
8tc 64
fs ?ok 1531.512 ok ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ S 40.71429
N 8.44
?ok ok
fsD 550.7723
qunp60 3400
Vh 28680
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
50
:ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ ybar 15.61
I*tr delta(D+L) 3250.04 2.32
ok? ok
delta(L) 1.29
ok? ok :ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش
Vmax 2301.93
fv 255.77
0.4fy 960
ok? ok
51
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻃﺮح ﻟﺮزهاي ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﺗﺼﺎل ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﮐﻤﺘﺮﯾﻦ دو ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد: (Iﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﺸﺸﯽ اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ )
(
Ω (IIﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺣﺎﺻﻞ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺗﻨﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس اﯾﻦ دو ﺑﻨﺪ ﻧﯿﺮوي ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد: ﺧﺮوﺟﯽ ) Etabs
{2400 × 21.8,2.8 × 10.93} = 30604 = (34380ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻔﺎوت آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﮐﻪ دارد ﻣﻘﺪاري ﺑﺎ اﯾﻦ ﻋﺪد ﻣﺘﻔﺎوت اﺳﺖ و ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ اﺣﺘﯿﺎط ﻣﺎ
ﻫﻤﺎن ﺧﺮوﺟﯽ ﻧﺮماﻓﺰار را ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎل ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﻄﻪ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن:
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ
=7
دارﯾﻢ:
= 34380
⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 18.9 = ×4 = 20را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻃﻮل ﺟﻮش اﻓﻘﯽ را و ﻃﻮل ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ را
= 25143 = 23447 ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش 7ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ دارﯾﻢ: = 27.6
= =
ﻣﯽﻧﺎﻣﯿﻢ:
→ = 43°
⎯⎯⎯⎯⎯⎯
×2
=
= ×2 ⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 25.8 ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻃﻮﻟﻬﺎي ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﺑﺮاي ﻫﺮ دو ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ 30ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﻃﺮاﺣﯽ وﺻﻠﻪ ﻣﯿﺎﻧﯽ:
ﻃﻮل و ﻋﺮض ورق را ﺑﻪ ﺗﺮﺗﯿﺐ ﺑﺎ lو bو ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﺮا ﺑﺎ tﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﯿﻢ:
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ورق ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه:
→ = ( ) × 0.6 = 23.87 =1 → = 25 = 10 + 5 + 2 × 20 = 55
ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻫﻢ ﮐﺸﺶ و ﻫﻢ ﺑﺮش را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ ﻟﺬا : ≈ 40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→ = 37.8
<
2
+
2
=
ﻃﻮﻻﻧﯽﺗﺮﯾﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻣﻮﺟﻮد در دﻫﺎﻧﻪﻫﺎي 1و 6 ،3ﻣﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺎ ﺗﯿﺮﭼﻪ را ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻃﻮل ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﻘﯿﻪ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ
ﺑﺮاﺳﺎس ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺿﻌﯿﻔﺘﺮ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد و ﻟﮑﻦ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻫﻤﮕﯽ را ﺑﺎ ﻫﻤﯿﻦ ﻣﻘﻄﻊ اﺟﺮا ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد: = 555 + 125 = 675 / = 350 / ﻋﺮض ﺑﺎرﮔﯿﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮﭼﻪ 50ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ در واﺣﺪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻫﺎ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ﺑﺎ: = 1368
= 684
+ 1.5
= 1.25
× = 0.5
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
52 ~3.08
.
ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺴﺘﻄﯿﻠﯽ → از روي ﺟﺪول ﻣﻘﺪار
>
.
.
= 3080
= 6.56
= 0.067
ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.327اﺳﺖ ﮐﻪ
= 0.00467 →
14
ℎ 2
=
=
} = 4.67
8
−
=
= 0.85
ℎ
= 0.00346 , {
,
=
=
ﺑﺮاي دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎي ﺷﻤﺎره 3 ،2و ،5ﺑﺮ ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺎس ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺣﺎﺻﻠﻪ ﻋﺒﺎرت اﺳﺖ از 2Φ12 : 4
5
3
1
2
C 5
4
2 B 3
A 1
ﺷﮑﻞ - 12ﻧﻤﺎﯾﺶ دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎ و ﺟﻬﺖ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→
→
<
<
53
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ: ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺷﮑﻞ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﭘﻼن ﺑﻪ ﮔﻮﻧﻪاي اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﻮارﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮاي ﭘﯿﻬﺎ ،ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻣﻮرب ﻫﺴﺘﻨﺪ و ﺑﺮﻧﺎﻣﻪﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﻣﻮﺟﻮد و از ﺟﻤﻠﻪ Safeﺗﻮاﻧﺎﯾﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽﻫﺎي ﻧﻮاري را ﻧﺪارد ﻟﺬا ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ و ﺑﺮاي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5ﮐﻪ وﺿﻌﯿﺖ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
ﺗﺮي دارﻧﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ اﻧﺠﺎم ﻣﯽﺷﻮد:
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﮔﺮوه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5
در ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ و ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً ﭘﯽ ﻣﻮرب اﯾﻨﮑﻪ ﭼﻪ ﻟﻨﮕﺮي ﭘﯽ را ﺑﻪ ﺧﻤﺶ ﻣﯽاﻧﺪازد اﻫﻤﯿﺖ ﺷﺎﯾﺎﻧﯽ دارد ،ﻟﺬا ﻣﺎ در زﯾﺮ اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﻪ ﻋﻨﻮان
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﺑﻪ ﮐﺎر ﻣﯽﺑﺮﯾﻢ و ﺑﺮاي ﺟﻬﺘﯽ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﻤﯽﺷﻮد ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ از ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر ﯾﻌﻨﯽ آرﻣﺎﺗﻮر اﻓﺖ و ﺣﺮارت اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد.
ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮي ﮐﻪ ﺣﺎﺋﺰ اﻫﻤﯿﺖ اﺳﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ رﻓﺖ و ﺑﺮﮔﺸﺘﯽ آن ﻫﻤﻮاره ،ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺜﺒﺖ و ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﻨﻔﯽ اﯾﺠﺎد ﻣﯿﮑﻨﺪ ﻣﺜﻼً در ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ در ﺣﺮﮐﺖ رﻓﺖ زﻟﺰﻟﻪ ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﺑﯿﻔﺘﺪ و در ﺣﺮﮐﺖ ﺑﺮﮔﺸﺖ ﺑﻪ ﻓﺸﺎر ﺑﯿﻔﺘﺪ،
ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﮐﺪام ﯾﮏ از اﯾﻦ ﻋﻼﻣﺘﻬﺎ ،اﺛﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮي دارد ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ ﮐﺎري وﻗﺖﮔﯿﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ ﺟﻬﺖ در ﺑﯿﺸﺘﺮ ﮐﺘﺐ ﻣﺮﺟﻊ، ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺻﻮرﺗﯽ ﺑﺤﺮاﻧﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎ دﯾﮕﺮ ﺑﺎرﻫﺎ ،ﺟﻤﻊ
ﺷﻮد؛ ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ ﻧﯿﺰ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض را ﻗﺒﻮل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
اﮔﺮ راﺳﺘﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﻧﻮار 5را ’ xو راﺳﺘﺎي ﻋﻤﻮد ﺑﺮ آن را ’ yﺑﻨﺎﻣﯿﻢ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺆﺛﺮ
'x
اﯾﻦ ﻧﻮار ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
'y
My Mx
=− 60 + 30 ﺑﺮ اﺳﺎس راﺑﻄﻪ ﻓﻮق ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ در زﯾﺮ
30°
e5
Ax
ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ:
21
-1.31
11
1.33
در اداﻣﻪ ﺣﻞ ﻓﺮﺿﯿﺎﺗﯽ را اﻧﺠﺎم دادهاﯾﻢ ﮐﻪ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ:
2
1.70
1
2.55
Point
q a = 170KN / m 2 (1ﻃﺮاﺣﯽ ﻋﺮض ﭘﯽ:
PD + PL + PE 1.33q a
226.56 × 103 = 0.54m → select B=1.0m 1.33 × 170 ×100 × 20
=
) + PL + PE
∑(P
D
1.33q a × L
≥ B ×L ≥ →B
ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﻣﻘﺪار ﻋﺮض ﭘﯽ را ﺑﯿﺸﺘﺮ از آﻧﭽﻪ ﮐﻪ در ﺑﺎﻻ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ رﻋﺎﯾﺖ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ و ﺑﺮش دوﻃﺮﻓﻪ اﺳﺖ. ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻇﺮﻓﯿﺖ ﺑﺎرﺑﺮي ﺧﺎﻟﺺ و ﺑﺎرﻫﺎي ﺿﺮﯾﺒﺪار:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
54 + 1.2 + 1.2 SUM
21
+ 1.2
+ 1.2
2
=
1
23.56
44.76
41.82
23.31
23.04
27.3
2.57
2.84
4.81
245.58
11
= ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
56.98
13.52 93.744
13.34 60.912
6.02
33.942
P 245.58 × 103 = qu = ∑ u = 1.23 kg/cm 2 A 100 × 2000 w u = qu × b = 1.23 × 100 = 123 kg / cm
ﺑﺎ رﺳﻢ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮﺷﯽ و ﺧﻤﺶ دارﯾﻢ:
ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش: -1ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ:
Point
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮش ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪي dاز ﺑﺮداﺧﻠﯽ ﺳﺘﻮن 21اﺳﺖ:
M max = 1469 KN.m
55
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 3.43 − ( 0.18 + d ) Vu = 42.16 = 39.94 − 12.29d 3.43 fc bd = 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × d × 10 −1 = 55d
ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ:
39.94 = 0. 6 m 67.29
Vc = 0.2ϕcﺑﺮش در ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
= Vu ≤ Vc → 39.94 − 12.29d = 55d → d
ﺣﺎل ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺣﺎﺻﻞ از اﻗﻨﺎع ﺷﺮط ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ،ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ را ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ اﮔﺮ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ ﻫﻢ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ارﺗﻔﺎع ﻣﻮﺛﺮ ﻃﺮح اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯿﺸﻮد.
b0 = 2( 0.07 + 0.28 + 0.32 + 0.64 + 0.22 ) = 3.06mﻣﺤﯿﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ A = ( 0.07 + 0.28 + 0.32 )( 0.64 + 0.22 ) = 5762cm 2 ≈ 0.576m 2 Vu = Pu − Aqu = 42.16 × 103 − 5762 × 2.3 = 28907kg = 28.9ton Vc = 2Vcb × d = 2 × 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × 600 = 65989kg = 66ton Vc > Vu → ok ﭼﻨﺎﻧﭽﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ اﻣﺎ ﺑﺮاي اﺟﺮاﯾﯽ ﮐﺮدن ﻃﺮح ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ارﺗﻔﺎع ﭘﯽ h=70cmو ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﻓﺮض اﺳﺘﻔﺎده از آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي 20و ﭘﻮﺷﺶ 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ،ﻣﻘﺪار dﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
= 70 − 5 − 1 = 64 ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﺎ اﻓﺰاﯾﺶ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﺠﺪد ﻣﻘﺎوﻣﺘﻬﺎي ﺑﺮﺷﯽ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺗﻌﯿﯿﻦ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﭘﯽ
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ،اﺑﺘﺪا ﻣﻘﺪار ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر را ﺑﻄﻮر ﺳﺮاﺳﺮي در ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ ﻗﺮار ﻣﯽ دﻫﯿﻢ ،ﺑﻌﺪ د رﻫﺮ ﻣﻘﻄﻌﯽ ﮐﻪ ﻧﯿﺎز ﺑﺎﺷﺪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ را ﺗﻘﻮﯾﺖ ﻣﯽ ﮐﻨﯿﻢ.
ﻓﺮض
d=640mm b=1000mm
As min = 0.002 × bh = 0.002 × 100 × 70 = 14cm 2
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ:
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﻣﻤﺎن M u+ = 48.11ton.m 0.134 As 48.11×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 36.7cm , As − As min = 22.7cm ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺗﻘﻮﯾﺖ دارﻧﺪ.
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﭘﯽ:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
56 M u− = 24.13ton.m 0.134 As 24.13 ×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 17.9cm , As − As min = 3.9cm
ﻟﺬا در ﺑﺎﻻ ﻫﻢ ﭘﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻘﻮﯾﺖ ﺷﻮد. ﺗﻌﺪاد آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ:
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي4Φ 22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﺑﺎﻻ8Φ22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﭘﺎﯾﯿﻦ1Φ 22 :
ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻋﺮﺿﯽ:
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ از آرﻣﺎﺗﻮر ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ρ = 0.002
As = 0.002 × L × h = 0.002 × 2000 × 70 = 280cm 2 → USE 182 Φ14@96mmدرﮐﻞ ﻃﻮل ﭘﯽ
ﮐﻨﺘﺮل ﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻣﻮﺟﻮد: اﻟﻒ(آرﻣﺎﺗﻮﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ:
=48 db=1.05mﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻻزم
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﻤﻮدار ﻟﻨﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﻗﻼب اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﻧﯿﺴﺖ و ﻓﻀﺎي ﻻزم ﺟﻬﺖ ﺗﺄﻣﯿﻦ ﻃﻮل ﻣﻬﺎي ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ ﻣﯿﻠﮕﺮد Φ22ﻓﺮاﻫﻢ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ب(ﺧﺎﻣﻮت ﮔﺬاري:
ﯾﻌﻨﯽ از ﺧﺎﻣﻮﺗﻬﺎي Φ14ﺑﺎ دوﺷﺎﺧﻪ ﻗﺎﺋﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد.
3.5bw 3.5 × 100 Av s = f = 3000 = 0.117 min y Av = 2.3cm 2 → USEΦ14ﻓﺮضS=20cm :
داﻧﺸﮑﺪه ﻓﻨﯽ و ﻣﻬﻨﺪﺳﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزهﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
اﺳﺘﺎد راﻫﻨﻤﺎ:
آﻗﺎي ﻣﻬﻨﺪس اﺣﻤﺪي داﻧﺸﺠﻮ:
ﺧﺎﻟﺪ ﺗﻮﻓﯿﻘﯽ ذﻫﺎﺑﯽ 840030403
ﺗﺎﺑﺴﺘﺎن 1387
2
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻌﺮﻓﯽ ﭘﺮوژه
ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﯾﮏ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎ ﭘﻼن ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ 1و ﺑﻪ ﺷﮑﻞ ﻣﺜﻠﺜﯽ واﻗﻊ در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه اﺳﺖ .ﮐﺎرﺑﺮي اﯾﻦ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن در ﻃﺒﻘﻪ
ﻫﻤﮑﻒ ﭘﺎرﮐﯿﻨﮓ و در 3ﻃﺒﻘﻪ ﺑﻌﺪي ﺗﺠﺎري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ دو واﺣﺪ ﺗﺠﺎري را در ﺧﻮد ﺟﺎي داده اﺳﺖ.
ﻧﻮع اﺳﮑﻠﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻓﻮﻻدي اﺳﺖ و ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ آن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻣﺨﺘﻠﻂ( 2ﯾﻌﻨﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي
ﻓﻮﻻدي ﻫﻤﮕﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﺮق-ﻏﺮب و ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﻤﺎل-ﺟﻨﻮب اﺳﺖ .در ﻣﻮرد ﺳﻘﻒ
ﺳﺎزه ﻫﻢ ،ﺳﻘﻒ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺼﻮرت ﯾﮏ در ﻣﯿﺎن ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك )ﺑﻠﻮك ﺑﺘﻨﯽ( و ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻧﻮع ﺗﺤﻠﯿﻞ اﻧﺠﺎم ﮔﺮﻓﺘﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ )ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ( ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﯾﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺑﺎ ﻧﺮماﻓﺰار Etabs
v9.0.7اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ .اﻟﺒﺘﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ،ﺑﻨﺎﭼﺎر ﺑﻪ روش اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺻﻮرت ﭘﺬﯾﺮﻓﺘﻪ اﺳﺖ .در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ،
اﺧﺘﻼف ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺣﺎﺻﻞ از ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺮم اﻓﺰاري در ﺟﺎي ﺧﻮد ﺑﯿﺎن ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﺗﻮﺿﯿﺤﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻣﻮارد در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ آﻣﺪه اﺳﺖ ﯾﺎ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻪ ﺟﻬﺖ اﺧﺘﺼﺎر در ﻫﻤﺎن ﻓﺼﻞ ارﺟﺎﻋﺎت ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ داده
ﺷﺪه اﺳﺖ.
1ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 2-8- 1آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ) 2800دارا ﻧﺒﻮدن ﺷﺮط اﻟﻒ از ﺑﻨﺪ (1- 8-1 Dual System
2
ﻓﺼﻞ اول
ﺑﺎر ﮔﺬاري ﺷﺎﻣﻞ:
ﻣﻘﺪﻣﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻒ وزن اﺗﺎق ﭘﻠﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ
ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺟﺮم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
ﺳﺨﺘﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻘﺪﻣﻪ
اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اﺳﺖ .ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ،ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده و زﻧﺪه اﺳﺖ .ﻣﺒﻨﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﺟﺪول پ ،2-1-6و ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي زﻧﺪه ﺟﺪول 1-3-6ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ،ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر ﻣﺮده در
ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ و از آﻧﺠﺎ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ آﻧﻬﺎ ﮐﻤﺘﺮ از 275دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-2-2-6ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺎر آﻧﻬﺎ را ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﮔﺴﺘﺮده و در ﮐﻞ ﮐﻒ ﻣﻌﺎدل ﮐﺮد .و اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺗﺼﺮﯾﺢ ﺑﻨﺪ 3-2-2-6ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 100دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮﻧﺪ.
در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎر زﻧﺪه ،ﺑﺮاي ﺑﺎم ﺑﺮاﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺑﺎﯾﺪ از ﺑﯿﻦ ﺑﺎر ﺑﺮف و ﺑﺎر زﻧﺪه ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﺮ دوي اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ و 150ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ،و ﻫﻤﯿﻦ ﻋﺪد ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر زﻧﺪه در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻫﻢ ذﮐﺮ اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﺮاز ﻣﺒﻨﺎ از روي ﭘﯽ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ.
4
5
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (1ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ:
در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ اﺑﺘﺪا وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﻫﺮ ﺟﺰء ﺳﺎزهاي ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪاول ﻣﻨﺪرج در ﻣﺒﺤﺚ ﺷﺸﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺖ.
اﯾﻦ وزﻧﻬﺎ ﻣﻼك ﻃﺮاﺣﯽ در ﻧﺮم اﻓﺰار و ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد.
ﺟﺰﺋﯿﺎت اﺟﺮاﯾﯽ و وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻔﻬﺎ: (1ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: =0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
(2ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ﯾﮑﻄﺮف ﻧﻤﺎ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن
آﺟﺮﮐﺎري
ﺳــﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿــــﺖ
ﺳــــﻔﯿﺪ ﮐﺎر ي
=0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.02×2100=42 kg/m2دوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن
=0.02×2800=56 kg/m2ﺳﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿﺖ /
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
= ﻣﺠﻤﻮع اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
(3ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 10ﺳﺎﻧﺘﯽ دوﻃﺮف ﮔﭽﮑﺎري:
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
آﺟﺮﮐــﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.1×850=85آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن =0.015×1600×2=48 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك
=0.01×1300×2=26 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣ ﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
(4ﺟﺰﺋﯿﺎت دﯾﻮار ﺟﺎﻧﭙﻨﺎه: =0.2×850×0.7=119 kg/mآﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف
=0.02×2100×2×0.7=59 kg/mدوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن =0.05×2500×0.4=34 kg/mﺳﻨﮓ ﺗﺮاورﺗﻦ
=0.02×2700×0.7=38 kg/mﺳﻨﮓ ﻣﺮﻣﺮ /
= ﻣﺠﻤﻮع
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
7
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (5ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك ﻃﺒﻘﺎت: ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 2 cm دو ﻻﯾــﻪ ﻗــﯿﺮ و ﮔﻮﻧـــﯽ ﭘﻮﮐـــﻪ آﺟﺮ ﺑــﺎ ﻣﻼت ﺳــﯿﻤﺎن 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 5 cm 10ﻋﺪد ﺑﻠـــﻮك ﺳــــﻔﺎﻟﯽ 8ﮐﯿﻠﻮﯾـــــﯽ
25cm
ﻣﻼت ﮔــﭻ و ﺧﺎك 2cm 10cm
10cm
40 cm
=0.05×2500=125 kg/m2دال ﺑﺘﻨﯽ
=2500×0.25×0.1×2=125 kg/m2ﺑﺘﻦ ﺑﯿﻦ ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=8(10)=80 kg/m2ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=1600×0.02=32 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك =1300×0.01=13 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك
=850×0.07=60 kg/m2ﭘﻮﮐﻪ وﺳﯿﻤﺎن =15 kg/m2ﻗﯿﺮوﮔﻮﻧﯽ
=2100×0.02=42 kg/m2ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
=2250×0.025=56.25 kg/m2ﻣﻮزاﺋﯿﮏ 2
/
= ﻣﺠﻤﻮع
ﺗﺬﮐﺮ :ﺑﺮاي ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻫﻢ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺟﺰﺋﯿﺎت ﻓﻮق رﻋﺎﯾﺖ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﮐﻪ ﺑﺠﺎي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ از آﺳﻔﺎﻟﺖ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺣﺠﻢ ﻣﻮزاﺋﯿﮏ و آﺳﻔﺎﻟﺖ ﻫﻢ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ،ﭘﺲ ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻔﺎوت در اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺑﺮاي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ ﮐﺎري اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ ﻧﺪارﯾﻢ ،ﭘﺲ:
=550-42=508 kg/m2وزن ﺳﻘﻒ ﺑﺎم
8
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي (6ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ:
ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ 2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 3 cm
ﭘﻮﮐـــﻪ ﻣﻌــﺪﻧﯽ 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 8 cm IPE 16
ﺳــﻘﻒ ﮐﺎذب
90 cm
/ /
/
/
/
= 0.08 × 2500 = 200دال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.07 × 600 = 42ﭘﻮﮐﻪ ﻣﻌﺪﻧﯽ
= 0.03 × 2100 = 63ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
= 0.025 × 2250 = 56.25ﻣﻮزاﺋﯿﮏ × 15.8 = 17.56 /
.
= ﭘﻮﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي = ﻣﺠﻤﻮع
9
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (11ﺟﺰﺋﯿﺎت راه ﭘﻠﻪ:
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي راهﭘﻠﻪ ،ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ از ﭘﻠﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪي ﺷﯿﺐ آن ﻣﻌﺎدل 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ روي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﺴﻬﯿﻞ در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ،اﺑﺘﺪا ﻫﻤﯿﻦ ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ و ﺳﭙﺲ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﻠﯽ اﯾﻦ ﻃﻮل را در ﺑﺮاﺑﺮ 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ ﺑﺎ ﺗﻨﺎﺳﺐ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﺑﺮاي ﯾﮏ ﻣﺘﺮ را ﻧﯿﺰ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: 90cm = 110cm cos 34 o
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را ﺑﺮاي ﻋﺮض ﯾﮏ ﻣﺘﺮ اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﺗﺬﮐﺮ :ﻋﺪد 3در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﯿﺎﻧﮕﺮ ﺗﻌﺪاد در ﻃﻮل ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ اﺳﺖ.
=l
= 0.13×2500×1.10=357.50 kgدال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.187×0.277×850×3=132 kgآﺟﺮ ﮐﺎري
= 0.02×0.3×2400×3=43.20 kgﺳﻨﮓ ﮐﻒ ﭘﻠﻪ = 0.02×.18×2400×3=25.92 kgﺳﻨﮓ ﺧﯿﺰ ﭘﻠﻪ
= 0.02×1.10×1600=35.2 kgﭘﻮﺷﺶ ﮔﭻ و ﺧﺎك = 594 kgﻣﺠﻤﻮع
اﯾﻦ وزن ) 594ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم( ﺑﺮاي 1/1ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي ﭘﻠﻪ ﯾﺎ 0/92ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي وزن در 1ﻣﺘﺮ اﻓﻘﯽ ﺑﺎ
اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﻨﺎﺳﺐ دارﯾﻢ:
0.92 1 = ⇒ x = 646kg / m 2 594 x ≈ 650 kg/m2وزن ﯾﮏ ﻣﺘﺮ ﻣﺮﺑﻊ ﭘﻠﻪ
10
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪ ﺑﻨﺪي
4
5
3
1
2
C 9.86
19.72
16.36 B A 26.19
ﺷﮑﻞ -1ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و ﻣﺴﺎﺣﺖ ﭘﺎﻧﻠﻬﺎي آن ﺑﺼﻮرت ﻣﺠﺰا
× 17.32 × 260 89.97 ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻧﻤﺎ
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﺣﺪود 20درﺻﺪ از ﻧﻤﺎ ،ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎزﺷﻮﻫﺎ ﺧﺎﻟﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ) .اﯾﻦ ﻓﺮض دﺳﺖ ﺑﺎﻻ و در ﺟﻬﺖ اﺣﺘﯿﺎط اﺳﺖ( /
ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﺠﺎور ﻫﻤﺴﺎﯾﻪ ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي داﺧﻠﯽ
(1 − 0.2) × 2.5 × 313 = 626 2.5 × 215 = 537
/ /
ﺑﺎرﮔﺬاري راهﭘﻠﻪ
2.5 × 260 = 650
راهﭘﻠﻪ ﺑﺼﻮرت ﺳﻪ ﺑﺎزو ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﻮرد ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر دﻗﯿﻖ اﯾﻦ ﭘﻠﻪﻫﺎ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﺸﻪﻫﺎي اﺟﺮاﯾﯽ ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﻧﻤﻮد وﻟﯽ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺼﻮرت ﺳﺎده ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ از ﮐﻞ ﺑﺎر اﺗﺎق ﭘﻠﻪ ﻧﺼﻒ آن ﺑﻪ ﺗﯿﺮ ﭘﺎﮔﺮد در ﺗﺮاز ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺮﺳﺪ و ﻧﺼﻒ دﯾﮕﺮ ﺑﺼﻮرت ﻣﺸﺘﺮك ﺑﯿﻦ دو ﺳﺘﻮن ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 700 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 555 = 3630ﮐﻞ ﺑﺎر ﻣﺮده
ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8 ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
/
3630 = 907 4
3630 = 534 2 × 3.4
11
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري =350 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 350 = 1960ﮐﻞ ﺑﺎر زﻧﺪه
-ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8
1960 = 490 4
ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11/
ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
1960 = 288 2 × 3.4
اﺻﻞ اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﺑﺼﻮرت واﻗﻌﯽ ﻣﺪل ﺷﻮد وﻟﯽ از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﺑﺎﻋﺚ ﺧﻄﺎ در اﻧﺠﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در ﻧﺮماﻓﺰار ﻣﯽﮔﺮدد ﻓﻘﻂ ﺑﺎر آن ﺑﻪ ﺳﺎزه اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮔﺮدد و از ﻣﺪﻟﺴﺎزي آن ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺑﺎر ﺑﺼﻮرت ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ
ﺑﻪ ﭼﻬﺎر ﺳﺘﻮن اﻃﺮاف وارد ﻣﯿﺸﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 2 × 313 × 2.7 × 2.5 + 2 × 313 × 2.7 × 3.2 + 2.5 × 3.4 × 520 = 14050ﺑﺎر ﻣﺮده ﮐﻞ ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
= 14050 ÷ 4 = 3513ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
= 2.5 × 3.4 × 150 = 1275ﺑﺎر زﻧﺪه ﮐﻞ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر
= 1275 ÷ 4 = 320ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
در ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﺳﻘﻔﻬﺎ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ و ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك داراي ﻋﻤﻠﮑﺮدي ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺑﺎر ﻫﺮ ﭘﺎﻧﻞ ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﻧﺼﻒ ﺑﻪ ﻧﺼﻒ ﺑﯿﻦ دو ﺗﯿﺮ ﺣﻤﺎل ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﻫﻢ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي اﻃﺮاﻓﺸﺎن ﻣﯽ رﺳﺎﻧﻨﺪ.
12
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺳﺘﻮن C9در ﺟﺪاول زﯾﺮ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
3513
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
320
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
250
4.2
1050
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
615
4.93
3031.95ﺳﻘﻒ
150
4.93
739.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
8502.75ﻣﺠﻤﻮع
-
-
1549.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ دوم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ دوم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
680
4.93
3352.4
ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6906.2
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ اول
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
13
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (2ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ
V = C .W A .B .I = C R W = D .L . + 0.4L .L . ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﻓﺮﻣﻮل ﻓﻮق Wﻣﺠﻤﻮع ﮐﻞ وزن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از روي ﺗﺮاز ﭘﺎﯾﻪ و درﺻﺪي از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺴﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻮع ﮐﺎرﺑﺮي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و از روي ﺟﺪول 1آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻌﺮﻓﯽ و
ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح)(A
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺰﺑﻮر در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه واﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ ،ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ﺑﺮاﺑﺮ 0/3اﺳﺖ.
⇒ A = 0.3ﻣﻨﻄﻘﻪي )2ﺧﻄﺮ ﻧﺴﺒﯽ زﯾﺎد( ⇒ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه
ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(B
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ،ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در زﻣﯿﻦ ﻧﻮع IVواﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ دارﯾﻢ:
=
= 0.05
=
=1 ,
<
<
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزه ﺗﻨﻬﺎ ﻗﺎب ﻧﯿﺴﺖ ﺑﻪ اﺻﻄﻼح داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ اﺳﺖ ﻟﺬا وﺟﻮد ﯾﺎ ﻋﺪم وﺟﻮد ﺟﺪاﮔﺮ ﻣﯿﺎﻧﻘﺎﺑﯽ ﻓﺮﻗﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب از ﺣﺎﻟﺖ ب ﺑﻨﺪ 6-3-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
ﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)( I
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﺰء ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ اﻫﻤﯿﺖ ﻣﺘﻮﺳﻂ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ ﻗﺮار ﻣﯿﮕﯿﺮد I=1 : ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(R -در ﺟﻬﺖ :x
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻫﻢ ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=9 : -درﺟﻬﺖ :y
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺑﺮون ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=10 : ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ):(C
2.75 = 0.31 > 0.1 . . 9
)(0.3)(2.75)(1 = 0.0916 9
=
= =
14
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 2.75 = 0.275 > 0.1 . . 10 )(0.3)(2.75)(1 = = = 0.0825 10 =
15
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺟﺮم ) (Wو ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻨﻈﻮر از ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ،ﺟﺮم ﮐﻒ و ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﺑﻨﺪي ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﮐﻒ و ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي زﯾﺮ ﮐﻒ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﻢ ﭘﻼن ﻣﻮﺟﻮد را ﺑﻪ 10ﻧﺎﺣﯿﻪ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻧﻤﻮدهاﯾﻢ:
ﺷﮑﻞ -2ﺗﻘﺴﯿﻢ ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم
ﻃﺒﻘﻪ اول: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7
685 685 685
ﺟﺮم
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
ﺳﻄﺢ
685 685 732 685 613.5 613.5 526.75
2.3 8.5 9.5 36 10.15 19.08 20
-
-
)
(
5411.5 13563 1164.5
1575.5 5822.5 6954 24660 6227.025 11705.58 10535 87618.61
) (
1.35 3.14 2.73
5.3 5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17 -
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5479.782 111671.2 105350 626191.4
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295
-3403.08 -524.025 21766.02 66088.8 -1058.59425 56537.9514 -1790.95 152776.542
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ اول و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ اﻋﺪاد ﺑﺎ اﻋﺪادي ﮐﻪ ﻧﺮم اﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ) = 1.70 ﻃﺒﻘﻪ دوم:
,
= 7.19
( ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯿﮑﻨﺪ ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺰدﯾﮏ ﺑﻪ ﻫﻢ ﻫﺴﺘﻨﺪ.
≅ 87.62 = 1.74
= 87618.61 = 7.15 ,
16
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3
820 820 820 820
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
8.5 9.5 36 10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
820 732 820 626 626 537 -
)
(
6478 16236 1394 1886
6970 6954 29520 6353.9 11944.08 10740 98475.98
) (
1.35 3.14 2.73 5.3
5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16
)
-0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
.
(
8745.3 50981.04 3805.62 9995.8
)
40216.9 40124.58 321472.8 5591.432 113946.5 107400
-
.
(
10818.26 12501.72 -5171.74 -4073.76
-627.3 21766.02 79113.6 -1080.163 57689.9064 -1825.8 169110.743
702280
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ≅ 98.5 = 1.71
ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5
685 685 685 685 685
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
9.5 36 10.15 19.08 20
-
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
732 685 626 626 537
-
)
(
5411.5 13563 1164.5 1575.5 5822.5
6954 24660 6353.9 11944.08 10740
88188.98
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ:
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77
5.77 10.89 0.88 9.54 10
-
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
-
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5591.432 113946.5 107400
630628.3
≅ 88.2 = 1.74
= 98475.98 = 7.13 ,
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295 -3403.08 -524.025
21766.02 66088.8 -1080.163 57689.9064 -1825.8
153872.078
= 88188.98 = 7.15 ,
17
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5 9.5 36
675 675 675 675 675 592 675
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
563 563 268.5 -
)
(
5332.5 13365 1147.5 1552.5 5737.5 5624 24300
5714.45 10742.04 5370 78885.49
) (
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77 5.77 10.89
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68
-
-
0.88 9.54 10
)
-0.17 4.83 -0.17
.
(
7198.875 41966.1 3132.675 8228.25 33105.38 32450.48 264627 5028.716 102479.1 53700 551916.5
≅ 78.9 = 1.82
)
.
(
8905.275 10291.05 -4257.225 -3353.4 -516.375 17603.12 65124
-971.4565 51884.0532 -912.9 143796.142
= 78885.49 = 7.0 ,
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ وزن ﺑﺎم وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﻧﯿﺰ اﺿﺎﻓﻪ ﺷﻮد در ﻧﺘﯿﺠﻪ وزن اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم آن ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ دﺳﺘﺨﻮش ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ: = 14.56
= 14050 + 0.4 × 1275 = 14560وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
= 78.9 + 14.56 = 93.4 78.9 × 7 + 14.56 × 5.77 = = 6.81 78.9 + 14.56
78.9 × 1.82 + 14.56 × 3.13 = 2.02 78.9 + 14.56
=
18
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ وزن ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن = 87.62 + 98.5 + 88.2 + 93.4 = 367.72 ton................
∑=
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0916 × 367.72 = 33.68 ton...........................................................
.W
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0825 × 367.72 = 30.34 ton..........................................................
.W
اﯾﻦ اﻋﺪاد در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
W
367.72
33.68
30.64
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
411.35
37.68
33.94
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
11.87
11.88
10.77
=
W
=
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت
72.82 144.16 170.76 135.65 523.38
در اﯾﻦ ﺟﺪول
80.83 160.01 189.54 150.55 580.93
30.34 27.72 21.35 12.56
33.68 30.77 23.69 13.94
2.62 6.38 8.79 12.56 30.34
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮش ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ iدر اﻣﺘﺪاد xو
ﺑﺮﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ اﺳﺖ(
2.91 7.08 9.75 13.94 33.68
0.09 0.21 0.29 0.41 1.00
∑
Story 2.40 5.20 8.00 10.80
210.29 512.20 705.60 1008.72 2436.81
87.62 98.50 88.20 93.40 367.72
ST1 ST2 ST3 ST4 Sum
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك ﻃﺒﻘﻪ iﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺮش در راﺳﺘﺎي xﻣﯿﺒﺎﺷﺪ) .اﻋﺪاد ﺟﺪول
ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
واژﮔﻮﻧﯽ در ﺟﻬﺖ yﺑﻪ ﺟﻬﺖ ﮐﻮﺗﺎﻫﺘﺮ ﺑﻮدن ﺑﻌﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ اﺳﺖ .در اداﻣﻪ واژﮔﻮﻧﯽ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ و ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮد. .
= 367.72 × min (4.97 + 1.7), (5.03 − 1.7) = 1244.5 .
= 523.38
1244.5 = 2.34 > 1.75 523.38
=
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻘﺎوم
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك
∶ .ﺿﺮﯾﺐ اﻃﻤﯿﻨﺎن
19
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﺿﺮﺑﺪري:
2
ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي 8ﺑﺎز: ) ℎ ( −2 12
ﮐﻪ در رواﺑﻂ ﻓﻮق: = ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
+
=
+2
=
2
= ﻃﻮل ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﺗﺼﻮﯾﺮ اﻓﻘﯽ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽ ﺗﯿﺮ
= ﻃﻮل دﻫﺎﻧﻪ ﺗﯿﺮ
= ℎارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﻪ
4
5
C11
C9
C7
C8
BR-1
BR-5
BR-4
C6
B
C4
C5
C3 C2
C1
اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺮاي ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ:
ﺑﺎدﺑﻨﺪ :1 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :2 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :3
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27 , = 40.5
= 2.6 ,
= 6.7 ,
= 2.6 , = 3264
,
,
,
C
BR-3
-2 BR
2
3 C10
1
= 3.8
= 7.2 ,
= 3.13 = 1.45
A
20
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﺎدﺑﻨﺪ 4و:5 = 2 × 13.5 = 27 = 28.5
,
= 3.4 ,
= 1940
,
,
= 3.0
= 1.2
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ و ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻘﺪار ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﻗﺎب را ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ،آﻧﮕﺎه ﮐﻮﭼﮑﺘﺮﯾﻦ ﺳﺨﺘﯽ را ﺑﺮاﺑﺮ واﺣﺪ در ﻧﻈﺮﻣﯽ
ﮔﯿﺮﯾﻢ و ﺑﻘﯿﻪ را ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ آن ﻣﯽﻧﻮﯾﺴﯿﻢ:
=1
30 = 10.27
80 = 4.74 × 10
= 1.48
60 = 3.42
= 14 ×
) = 6.64 × 10
(
)
(
= 6.49 × 10
×
)
= 4.89 × 10
) = 7 × 10
×
(= ) )
= 6.49 × 10
ﺗﻮﺟﻪ :1از ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ 2در راﺳﺘﺎي ، xﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪ زﯾﺎدي ﮐﻪ ﺑﺎ آن دارد ﻣﯿﺘﻮان ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
(
(
(
ﺗﻮﺟﻪ :2ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت و ﻣﻘﻄﻊ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﻣﺘﻔﺎوت ﺑﺎدﺑﻨﺪﯾﻬﺎ ،ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﺑﺎدﺑﻨﺪ در ﻃﺒﻘﺎت و ﺑﺎﻟﺘﺒﻊ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻔﺎوت ﺟﺰﺋﯽ دارﻧﺪ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت از اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺗﻤﺎم ﻃﺒﻘﺎت را
ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﻫﻤﯿﻦ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ.
ﺗﻮﺟﻪ :3ﺳﺨﺘﯽ ﯾﮏ ﻋﻀﻮ در اﻣﺘﺪادي ﮐﻪ ﺑﺎ آن زاوﯾﻪ αﻣﯽﺳﺎزد ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: =
ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ
14 × 5.77 + 10.27 × 15.65 = 9.95 14 + 10.27
1 × 2.52 + 1.48 × 3.23 × 2 + 3.42 × 3.23 = 2.6 2.52 + 1.48 × 2 + 3.42
= =
در ﺟﺪول زﯾﺮ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه ﺗﻮﺳﻂ ﻧﺮماﻓﺰار و اﺧﺘﻼف آﻧﺮا ﺑﺎ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
9.95
2.6
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
9.737
1.803
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
2.14
30.6
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه ﻧﺎﺷﯽ از ﺳﺎدهﺳﺎزﯾﻬﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ از ﺟﻤﻠﻪ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎب ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮﻣﻬﺎﯾﯽ ﻫﻢ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﺑﺪﺳﺖ آوردﯾﻢ ﻣﯿﺘﻮان ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻧﺎﺷﯽ از آن را ﺑﺪﺳﺖ
آورد:
ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
| = 0.94
−
|=
21
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري = | − | + 0.05 × 10 = 1.44 × = 1.44 ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ در راﺳﺘﺎي x
| = 2.8
−
|=
= | − | + 0.05 × 19 = 3.75 × = 3.75
ﺣﺎل ﺑﺎ داﺷﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﮐﺪام از ﻗﺎﺑﻬﺎ را در ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺪﺳﺖ آورد.
اﻟﺒﺘﻪ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺗﻮﺳﻂ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ )دﯾﻮار
ﺑﺮﺷﯽ ﯾﺎ ﺑﺎدﺑﻨﺪ( ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض ﻣﺎ ﻫﻢ –در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ -ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ را ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻪ و ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ دﻫﺎﻧﻪﻫﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ دارﻧﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در اداﻣﻪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در اﻣﺘﺪاد xرا ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎرﺑﺮ اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
(∑
)
±
∑
) = 14 × (9.95 − 5.75) + 10.27 × (15.77 − 9.95) + 1 × (2.6 − 2.52) + 2 × 1.48 = 0.59
× (3.25 − 2.6) + 3.42 × (3.21 − 2.6) = 597.36
)× (9.95 − 5.75 )= (0.58 + 0.01 (∑ )
1.44
ﯾﻌﻨﯽ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ 59 ، xدرﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب Cو 41درﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب 5ﻣﯽرﺳﺪ.
±
14 + 10.27
= 0.41
=
(
= 14
)= (1 − 0.59
ﻓﺼﻞ دوم
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ )روش ﯾﮑﺪﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ( ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ )روش ﭘﺮﺗﺎل(
ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺮاي ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺣﺎﺻﻞ از آن ﺿﻮاﺑﻂ ﻻزم ﺑﺮاي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي و اﮔﺮا ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
23
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻣﻘﺪﻣﻪ
در اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه اﺻﻮل ﮐﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﺮاي ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اراﺋﻪ ﻣﯽﮔﺮدد.
در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ،ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ از روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﺷﺪه اﺳﺖ .اﯾﻦ روش ﺑﯿﺎن ﻣﯽﮐﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﯽﺗﻮان در ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﺎ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ در ﻫﺮ دﻫﺎﻧﻪ در ﻓﺎﺻﻠﻪاي ﺑﻪ اﻧﺪازه ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ از ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺗﯿﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﺗﺸﮑﯿﻞ ﻣﯽﺷﻮد )ﻟﻨﮕﺮ
ﺻﻔﺮ اﺳﺖ( ﺑﻨﺎ ﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ دو ﺳﺮ ﺳﺎده ﺑﻪ ﻃﻮل 0.8lو دو ﺗﺎ ﺗﯿﺮ ﻃﺮه در ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.1lﻣﯽﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﺗﮑﯿﻪﮔﺎﻫﯽ ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
) (0.8 = 0.08 ﻣﯿﺎﻧﯽ 8 ) (0.1 ) (0.8 0.09 = + × 0.1 = ﺗﮑﯿﻪ ﮔﺎﻫﯽ 2 2 2 ﺑﺎ اﯾﻦ اﻋﺪاد ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎﯾﯽ و ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ ،ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﻨﺪ ﺳﭙﺲ ﻟﻨﮕﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ را ﺑﺎ رﻋﺎﯾﺖ اﺻﻮل زﯾﺮ ﺑﯿﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ: =
ﻫﺮﮔﺎه دو ﺗﯿﺮي ﮐﻪ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﯿﺎﻧﯽ ﻣﺘﺼﻞ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ داراي ﻃﻮل ﯾﮑﺴﺎن و ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﮔﺬاري ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ ﺑﺎ ﺷﺪت ﯾﮑﺴﺎن ﺑﺎﺷﺪ ﺳﺘﻮن ﻣﺰﺑﻮر
ﺗﺤﺖ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار ﻧﻤﯽﮔﯿﺮد .در ﻏﯿﺮ اﯾﻨﺼﻮرت ﻟﻨﮕﺮي ﮐﻪ از ﻃﺮف ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﻨﺘﻘﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺨﺘﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ وﭘﺎﯾﯿﻦ ،ﺑﯿﻦ
آﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮔﺮدد .ﺑﺮاي ﻣﺜﺎل ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻫﻤﻮاره ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار دارﻧﺪ .ﻫﺮﮔﺎه ﻟﻨﮕﺮ اﻧﺘﻬﺎي ﺗﯿﺮ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ و ﺗﺤﺘﺎﻧﯽ در اﺗﺼﺎل ﮐﻨﺎري ﺑﺎﺷﻨﺪ ﻣﯽﺗﻮاﻧﯿﻢ ﺑﻨﻮﯾﺴﯿﻢ:
و از ﺗﻌﺎدل ﻫﻢ دارﯾﻢ:
+
;
= +
+ =
=
24
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺣﺎل اﮔﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽﻫﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﺑﺎﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ آﻧﮕﺎه: =
=
→
, = + + ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﻓﻮق ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ در ﺟﺪول و ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ. ML
MD
L.L.
D.L.
Length
BEAM
STORY
0 0 0 197 0 0 0 454 0 0 0 454 0 0 0 454
211 76 378 1166 532 192 954 1817 532 192 954 1817 532 192 954 1817
0 0 0 130 0 0 0 300 0 0 0 300 0 0 0 300
250 250 250 770 630 630 630 1200 630 630 630 1200 630 630 630 1200
4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8
B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16
ST4 ST4 ST4 ST4 ST3 ST3 ST3 ST3 ST2 ST2 ST2 ST2 ST1 ST1 ST1 ST1
ﺟﺪول -1ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده 1166
378
1166
378
788
1166
908.5
76
302
431.5
381 954
1817
1817
76
211
211 211
135
192
192
266 532
170 532
954 908.5
381
431.5
431.5
908.5
381 954
1817
1817
954
908.5
398
839
954
489
192
192
232
266
245 532
157 532 183
286
92
205 B15
C10
170
410
465
B16 C11
352 954
1817
978
192
192
266 532
170 532
381
431.5
1817
170
266
B14 C9
C8
143 B13
C7
ﺷﮑﻞ -3ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده ﺑﺮ اﺳﺎس روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ
ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﻫﻢ اﺳﺎس روش ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺑﻪ ﺻﻮرت ﯾﮏ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺎده ﻣﯽﺗﻮان ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﺮاي ﻫﻤﯿﻦ دﻫﺎﻧﻪ ،ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ
ﺑﺪﺳﺖ آورد:
25
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه =
ﮐﻪ در اﯾﻦ راﺑﻄﻪ qﻣﻘﺪار ﺑﺎر ﺧﻄﯽ ﺑﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ و ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﻫﻢ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ .ﺑﺮ اﯾﻦ اﺳﺎس اﺑﺘﺪا ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﺗﻌﺎدل ﻧﯿﺮوي اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي را ﺑﻪ
دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ﺳﭙﺲ 30درﺻﺪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﻗﺎب اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺎ روش ﭘﺮﺗﺎل اﯾﻦ ﻗﺎب را ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در ﻗﺎب Cﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ در ﻓﺼﻞ ﻗﺒﻞ ﺑﯿﺎن ﺷﺪ اﯾﻦ ﻗﺎب ﺣﺪود 59درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ در راﺳﺘﺎي xﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
ﻟﺬا ﺟﻬﺖ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻓﻮق و اﯾﻦ ﻓﺮض ﮐﻪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﻤﻞ ﺷﻮﻧﺪ دارﯾﻢ: = FBrace-Etabs 3.25 7.72 11.56 12.58
FBrace 6.03 10.25 13.31 14.57
Vc 8.23 13.98 18.16 19.88
⟶F
cos47 − V = 0
30%Fc 2.47 1.73 1.25 0.51
ﺟﺪول -2ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ
Fc 8.23 5.75 4.18 1.71 20.49
Fix 13.94 9.75 7.08 2.91 33.68
⟶ 2F
=0
∑
Story ST4 ST3 ST2 ST1 SUM
در ﺟﺪول ﻓﻮق FBraceﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در اﺛﺮ اﻋﻤﺎل ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ Fc ،ﺳﻬﻢ ﻧﯿﺮوي ﻗﺎب Cاز ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و
30%Fcﻧﯿﺰ ﺳﯽ درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺑﺎﯾﺴﺘﯽ ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺣﺪاﻗﻞ 30 درﺻﺪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮﻧﺪ.
ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ در ﺳﺘﻮن آﺧﺮ ﺟﺪول ﻓﻮق ﻫﻢ ،ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در اﺛﺮ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ Exاز ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮماﻓﺰار ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﺷﻮد ﺑﺎ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺗﻔﺎوت ﭼﻨﺪاﻧﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب در ﺗﺤﻤﻞ
ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ،ﮐﻤﯽ ﻣﺤﺎﻓﻈﻪﮐﺎراﻧﻪﺗﺮ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺑﻌﺪ از اﻧﺠﺎم ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﻧﺮماﻓﺰار ﮐﻪ ﺳﻬﻢ ﺑﺮش ﻗﺎب Cدر ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي Exﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﻋﺪد 19.05 tonرا ﻧﺸﺎن داد ﮐﻪ ﺑﺎ ﻋﺪد
ﺣﺎﺻﻞ از ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ 20.49 tonﺣﺪود %7ﺗﻔﺎوت دارد .اﯾﻦ دﻗﺖ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً زﻣﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺧﻄﺎ در ﺟﻬﺖ اﻃﻤﯿﻨﺎن ﺑﺎﺷﺪ.
26
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
3 6.0
8.23 t
P=4.41 47°
.25 10
5.75 t
P=16.32
.31 13
4.18 t
P=33.55 47°
.57 14
1.71 t
P=53.22 43°
C11
C9
C10 5.90
C7
C8
5.70
4.33
2.60
ﺷﮑﻞ -4ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﻞ
0.53
0.52
0.53
0.52
1.06
0.53 P=0.18 0.53 1.43
P=0.00 1.06 1.42
1.43
0.90
1.42
0.90 2.06
P=0.00 1.79 2.06
2.06
2.06
P=0.71 1.16 2.25
P=0.01 2.33 2.26
2.25
2.18
1.09 P=0.78
P=0.00
P=0.00 B16
0.67 P=-0.49
1.07 1.53
0.93
0.67 1.25 t
1.54 0.87
1.39 P=-0.71
0.87
1.39 1.69
1.01
0.51 t
1.69 0.82
1.31
1.58 B15
C10
1.06
P=0.00
P=-0.78 0.82
1.31 B14
C9
1.73 t
1.07
1.58
2.18
1.09
0.64
0.39
P=-0.01 1.69 1.01
2.26
P=-0.18 0.63 1.06
1.69
P=0.00
0.39
P=0.00 1.30 0.93
2.33
1.16
0.63
1.30
P=0.00
0.39
P=0.00 0.76 0.64
1.79
P=0.49
0.24
0.76
P=0.00
C11
0.24
0.39
2.47 t
B13 C8
ﺷﮑﻞ -5ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﻪ روش ﭘﺮﺗﺎل
C7
27
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﻫﻢ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در اﯾﻦ روش ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﺳﺎزه ﺑﺮ اﺛﺮ
»ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ« ﻧﺎﺷﯽ از زﻟﺰﻟﻪ از ﺧﻮد ﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﺪ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﮔﺮدد .اﯾﻦ روﺷﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﺷﺎﻣﻞ روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ« و
روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ زﻣﺎﻧﯽ« اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از روش ﺗﺤﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد .آﺛﺎر ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ ﺑﻪ ﯾﮑﯽ از ﺻﻮرﺗﻬﺎي »ﻃﯿﻒ ﺑﺎزﺗﺎب ﺷﺘﺎب« و ﯾﺎ »ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد« و ﯾﺎ از » ﻃﯿﻒ ﻃﺮح وﯾﮋه ﺳﺎﺧﺘﮕﺎه« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد و ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده از ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻃﯿﻔﻬﺎ ﺑﺮاي ﮐﻠﯿﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎ ،اﺧﺘﯿﺎري اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺳﺎزه ،ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﻨﺪ 4-3-2ﻋﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ: =
=1 ,
⎧1 + ⎪ = 1+ ⎨ )⎪ ( + 1 ⎩
ﺧﺎك زﻣﯿﻦ ﻣﺤﻞ اﺣﺪاث ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از ﻧﻮع ﭼﻬﺎر IVﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
اﯾﻦ راﺑﻄﻪ ﭼﻨﺪ ﺿﺎﺑﻄﻪاي ﯾﮏ ﻧﻤﻮدار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﻬﺖ اﺳﺘﻔﺎده در ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽدﻫﺪ ﮐﻪ در زﯾﺮ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﮐﻨﯿﺪ:
ﺷﮑﻞ -6ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب زﻣﯿﻦ ﻧﻮع ﭼﻬﺎر
ﺑﻌﺪ از ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻃﯿﻒ اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ ، 2-1-4-2ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ) (Bﺑﺎﯾﺪ در ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ،Aﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ Iو ﻋﮑﺲ ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر 1/Rﺿﺮب ﺷﻮد .اﯾﻦ ﺿﺮاﯾﺐ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان SCALE FACTORﯾﺎ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس ﺷﻨﺎﺧﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻈﺮ ﻣﯽرﺳﺪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در ﮐﺎرﺑﺮد ﻟﻔﻆ »ﻧﺴﺒﺖ« ﺑﺮاي ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎ اﺑﻬﺎﻣﺎﺗﯽ وﺟﻮد دارد .زﯾﺮا ﺑﺮ اﺳﺎس وﯾﺮاﯾﺶ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﯾﻦ
ﻟﻔﻆ ﻧﯿﺎﻣﺪه اﺳﺖ و ﺑﺮ اﺳﺎس آﻧﭽﻪ در ﮐﺘﺐ و ﻣﻘﺎﻻت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ،ﻫﻢ ﺑﺎﯾﺪ ﺷﺘﺎب ﮔﺮاﻧﺶ اﻋﻤﺎل ﺷﻮد ﻟﺬا ﺑﻬﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ ﻓﻘﻂ از ﻋﺒﺎرت »ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ.
0.3 × 1 × 9.81 = 0.2943 10
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
28
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 0.3 × 1 × 9.81 = 0.327 9
اﺻﻼح ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎ
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-4-2-4-2در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﮐﻤﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل
ﺑﺎﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ در ﻧﺴﺒﺖ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮب ﺷﻮد و ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎي ﺳﺎزه ﻣﺘﻨﺎﺳﺐ ﺑﺎ آﻧﻬﺎ اﺻﻼح ﮔﺮدد .اﻋﻤﺎل اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺎ ﺿﺮب ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در ﻧﺴﺒﺖ ﻣﺬﮐﻮر اﻋﻤﺎل ﻣﯽﺷﻮد:
اﯾﻦ اﺻﻼﺣﺎت ﺗﺎ زﻣﺎﻧﯿﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ AI × = gﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس اﺻﻼﺣﯽ R ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
از ﯾﮏ ﺑﺰرﮔﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ اداﻣﻪ ﻣﯿﺎﺑﺪ .ﮐﻪ ﻣﻌﻤﻮﻻً ﺑﻌﺪاز ﯾﮏ ﺑﺎر ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ
روﻧﺪ ﻧﯿﺴﺖ .در زﯾﺮ ﺟﺪول ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ واﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و اﺻﻼح ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس آﻣﺪه اﺳﺖ: آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.000 1.000
FY
0 27010 -33970 33960
آﻧﺎﻟﯿﺰ اول FX
-37720 37720 0 20980
LOAD EX SPX EY SPY
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.688 1.457
ﺟﺪول -3ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﻧﺴﺒﺖ آﻧﻬﺎ
FY
0 16000 -33970 23310
FX
-37720 22350 0 14400
LOAD EX SPX EY SPY
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯿﺸﻮد در آﻧﺎﻟﯿﺰ اول ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ )در ﺟﻬﺖ xﺣﺪود 69
درﺻﺪ و در ﺟﻬﺖ yﺣﺪود 46درﺻﺪ( اﻣﺎ ﺑﻌﺪاز اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﺑﺮاﺑﺮ ﺷﺪهاﻧﺪ. اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 5-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800در روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ و ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل اﻋﻤﺎل ﻧﻤﻮد .ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﻢ اﯾﻦ اﺛﺮات ﺑﺎ ﻣﻌﺮﻓﯽ دو ﺑﺎر SPXTو SPYTﺑﺮاي ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ 5درﺻﺪ اﻋﻤﺎل ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ آﻧﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت از 1/2ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺰرﮔﻨﻤﺎﯾﯽ در ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﻧﯿﺴﺖ.
29
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه RATIO
AVERAGE
MAXIMUM
DIR
LOAD
STORY
1.092
0.0034
0.0037
X
EX
ST2-TIR
1.159 1.132 1.056 1.109 1.133 1.146 1.138 1.111 1.145 1.185 1.202 1.093 1.083 1.092 1.09
1.146 1.175 1.203 1.213 1.146 1.175 1.198 1.203
0.0075 0.0056 0.0013 0.0145 0.0114 0.007
0.0024 0.0086 0.0065 0.004
0.0015 0.0107 0.0082 0.0051 0.0018 0.0093 0.0072 0.0044 0.0015 0.0162 0.0127 0.0078 0.0027
0.0087 0.0063 0.0014 0.0161 0.0129 0.0081 0.0028 0.0095 0.0074 0.0048 0.0019 0.0117 0.0089 0.0056 0.0019 0.0107 0.0085 0.0053 0.0018 0.0185 0.0149 0.0094 0.0032
X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
EX EX EX EY EY EY EY
ST4-TIR
ST3-COMP ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
SPX
ST4-TIR
SPX
ST1-COMP
SPX SPX SPX SPX SPX SPX SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY
ﺟﺪول -4ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎﻧﻬﺎي ﺑﯿﺸﯿﻨﻪ و ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ
ST3-COMP ST2-TIR ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن
ﺑﺮاﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 280ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن در ﻫﺮ ﯾﮏ از اﻣﺘﺪادﻫﺎي ﻣﺘﻌﺎﻣﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﺣﺪاﻗﻞ 3ﻣﺪ اول ﻧﻮﺳﺎن ،ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/4ﺛﺎﻧﯿﻪ و ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﮐﻪ ﻣﺠﻤﻮع ﺟﺮمﻫﺎي ﻣﺆﺛﺮ در آﻧﻬﺎ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 90درﺻﺪ
ﺟﺮم ﮐﻞ ﺳﺎزه اﺳﺖ ،ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺗﻌﺪادﺷﺎن ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﻌﺮﯾﻒ دﯾﺎﻓﺮاﮔﻢ ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﻃﺒﻘﺎت ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻘﻂ ﺳﻪ درﺟﻪ آزادي ) 2ﺗﺎ اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ و 1دوراﻧﯽ( دارد ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺼﻮرت اﺣﺘﯿﺎط آﻣﯿﺰ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎ را ﺳﻪ ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻌﺪاد ﻃﺒﻘﺎت ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻧﻤﻮد ﯾﻌﻨﯽ 12ﺗﺎ.
30
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺿﺮاﯾﺐ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ SumRZ 1.8374 68.6644 78.6788 78.989 91.0404 91.2836 92.161 95.2562 95.5079 99.8113 99.8633 99.9551
SumUY 63.7048 63.7907 80.2641 89.2606 89.4045 92.3628 94.7583 94.8285 98.9798 99.1403 99.5918 99.9876
SumUX 13.4728 22.9627 77.4949 79.8802 82.8597 83.4459 94.0631 94.6365 95.3461 95.3729 98.2739 99.8973
ﭘﺮﯾﻮد
ارﺗﻌﺎﺷﯽ Period 0.720521 0.607134 0.375898 0.24111 0.198168 0.132512 0.130446 0.109563 0.087796 0.077079 0.075194 0.060989
ﺟﺪول -5زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب و درﺻﺪ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ ﻣﺪﻫﺎ
ﻣﺪ ارﺗﻌﺎﺷﯽ Mode 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
در ﺟﺪول ﻓﻮق Rﻧﻤﺎد آزادي دوراﻧﯽ و Uﺑﯿﺎﻧﮕﺮ آزادي اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪول ﻓﻮق ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي در ﻧﻈﺮ
ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه ﮐﺎﻓﯿﺴﺖ.
روش ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ
در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ زﻟﺰﻟﻪ ،از ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزهاي دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد ،ﺑﺎﯾﺪ 25درﺻﺪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ را ﺑﻪ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ اﺛﺮ داد و ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ اﯾﻦ ﺑﺮش را در ارﺗﻔﺎع را ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ و ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻧﻤﻮد.
ﺑﺮاي رﻋﺎﯾﺖ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﻓﻮق ،در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس را در 0/25ﺿﺮب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺑﻪ ﻣﻌﻨﺎي ﺗﻘﻠﯿﻞ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد ﭘﺲ از آن ﻣﺠﺪداً ﺗﺤﻠﯿﻞ و ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺮاي ﺗﻨﺸﻬﺎي وارده ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﻨﺪ.
ﻧﺘﯿﺠﻪاي ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﻧﺸﺎن داد اﯾﻦ ﺑﻮد ﮐﻪ ﺑﺠﺰ ﻋﺪه ﻣﺤﺪودي از ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻫﻤﮕﯽ در ﻣﻘﺎﺑﻞ اﻋﻤﺎل 25درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﮐﻤﺘﺮ از ﯾﮏ داﺷﺘﻨﺪ ﺑﺮاي اﺻﻼح اﯾﻦ ﭼﻨﺪ ﻋﻀﻮ ﻣﻘﻄﻊ آﻧﻬﺎ را ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽدﻫﯿﻢ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻬﺎﯾﯽ اﻧﺘﺨﺎب ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ.
ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ در زﯾﺮ ﻣﻘﻄﻊ دو ﺳﺘﻮن در ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ 2IPE180C18ﯾﻌﻨﯽ زوج IPE180ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 18ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﯿﺴﺖ:
31
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﺷﮑﻞ -7ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﻣﻘﺎﻃﻊ اوﻟﯿﻪ
ﺑﺎ اﻓﺰودن ﯾﮏ ورق ﺳﺮاﺳﺮي ﺑﻪ ﭘﻬﻨﺎي 22ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ ﺟﺎن اﯾﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻘﻄﻊ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد:
ﺷﮑﻞ -8ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﻘﺎﻃﻊ
ﺑﺪﯾﻨﺴﺎن ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﯿﻦ ﮐﻠﯿﻪ اﻋﻀﺎ ﮐﻨﺘﺮل ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ و ﻫﺮ ﻋﻀﻮي ﮐﻪ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﺒﺎﺷﺪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد .اﯾﻦ اﻋﻀﺎ در ﺟﺪول ﻧﺸﺎن داده
ﺷﺪهاﻧﺪ:
ﺷﻤﺎره اﻋﻀﺎ C11 C10 B15
ﻃﺒﻘﻪ
ﻣﻘﻄﻊ اوﻟﯿﻪ
ﻣﻘﻄﻊ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﯾﺎﻓﺘﻪ
2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 IPE200 IPE180 ST2,ST3
32
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﻐﯿﯿﺮﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻧﺴﺒﯽ واﻗﻌﯽ ﻃﺮح در ﻣﺤﻞ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎدﯾﺮ زﯾﺮ ﺑﯿﺸﺘﺮ ﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
∆ ≤ 0.025
∆ ≤ 0.02 از ﻃﺮﻓﯽ ∆ ∆ = 0.7 .ﻟﺬا ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ DRIFTاز راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ: 0.025 0.7 0.05 ≤ 0.7
≤
≤ 0.7
≥ 0.7
∆
→
=
در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ: 0.025 0.025 = = 3.97 × 10 0.7 0.7 × 9
0.025 0.025 = = 3.57 × 10 0.7 × 10 0.7
ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه از ﻧﺮم اﻓﺰار اﻋﺪاد زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: DriftY
0.000754 0.0011
0.000856 0.00126
0.000701 0.001314 0.000335 0.000802 0.002205
DriftX 0.000856 0.000773 0.000934 0.000967 0.000838 0.001043 0.000571 0.000772 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 0 1.43 1.43 -4.88 0
X 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 0.851 12.63 12.63 1.71 0.851
(
≤ )
≤ )
Point 11 11 1 11 11 11 1 11 11 11 1 7 11 11 1 7
(
Load EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX
ﺟﺪول -6ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت در اﺛﺮ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ x
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
33
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
DriftY
0.001146 0.001337 0.001723 0.001998 0.001892 0.002205 0.001152 0.001336 0.002205
DriftX 0.00044
0.000812 0.00072
0.001151 0.000781 0.00124
0.000414 0.000767 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0
X 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851
Point 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7
ﺟﺪول -7ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در راﺳﺘﺎي y
Load EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
ﺑﺎ ﻣﻼﺣﻈﻪ ردﯾﻔﻬﺎي ﻣﺎﮐﺰﯾﻤﻢ در ﻣﯽﯾﺎﺑﯿﻢ ﮐﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت از ﺣﺪ ﻣﺠﺎز ﺗﺠﺎوز ﻧﻨﻤﻮده اﺳﺖ. ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 16-11-3-10ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ،در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻗﺎب ،ﺑﺎﯾﺪ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻧﺎﺷﯽ از ﻋﻨﺎﺻﺮ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ و اﻧﺘﻘﺎل ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ اﻧﺘﻬﺎي ﻗﺎﺑﻬﺎ ،در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ در دﻫﺎﻧﻪ داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻧﺒﺎﯾﺪ
ﺳﻘﻒ ﺻﻠﺐ ﺗﻌﺮﯾﻒ ﺷﻮد ﺗﺎ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎ اﯾﺠﺎد ﮔﺮدد .اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ در ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي اﻫﻤﯿﺖ ﺑﺴﺰاﯾﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دارد.
34
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﻣﺒﻨﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر آن ﻣﻘﺪاري ﻣﺘﻔﺎوت از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در
ﮐﺘﺎﺑﻬﺎي ﻣﻌﻤﻮل در ﺑﺎزار ،ﺑﺮاي ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﻌﻤﻮﻻً آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ AISC-89را ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﺗﻄﺎﺑﻖ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت
ﺑﺎرﮔﺬاري آن ﺑﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯽﮐﻨﻨﺪ و از اﯾﻦ رو ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري اﺷﺎرهاي ﺻﺮﯾﺢ ﻧﮑﺮدهاﻧﺪ اﻣﺎ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺴﺨﻪ ﺳﺎل 89اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻗﺎدر ﺑﻪ درﯾﺎﻓﺖ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻟﺮزهاي در ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ دﻟﯿﻞ در
اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﮐﻪ در راﺳﺘﺎي yﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه +ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﯽ ﺑﺎﺷﺪ اﺳﺘﻔﺎده از اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻣﻘﺪور و ﻣﻨﺎﺳﺐ ﻧﯿﺴﺖ .ﻟﺬا ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺟﺪاﮔﺎﻧﻪ ﺑﺮاي آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ UBC97-ASDﮐﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﻟﺮزهاي ﮐﺎﻣﻞ و ﻣﺘﻨﺎﺳﺒﯽ ﺑﺎ ﻣﺒﺤﺚ ﻧﻬﻢ دارد ﺗﻌﺮﯾﻒ
ﺷﺪه اﺳﺖ و از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﭘﯿﺶﻓﺮض اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﻧﺸﺪه اﺳﺖ .ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪه ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮﻧﺪ ،از اﯾﻦ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر COMB50ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و از آن ﺑﻪ ﺑﻌﺪ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻻزم
ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ در ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﺑﺎرﻫﺎي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﺎ ﻋﻼﻣﺖ ﻣﺜﺒﺖ و ﻣﻨﻔﯽ وارد ﺷﻮﻧﺪ.
± 0.3 ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3
± ± + + + + ± ± ± ± ± ±
=1 =2 + = 3, 4, 5, 6 + = 7, 8, 9, 10 + = 11, 12, 13, 14 = 15, 16, 17, 18 = 19, 20, 21, 22 = 23, 24, 25, 26 = 27, 28, 29, 30 = 31, 32, 33, 34 = 35, 36, 37, 38 = 39, 40, 41, 42 = 43, 44, 45, 46 = 47, 48, 49, 50 = 51 + + = 52 + + = 53 + + = 54 + + = 55 + = 56 + = 57 + = 58 +
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ ..ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮا و اﺗﺼﺎﻻت آن ﺳﺘﻮن
ﺗﯿﺮ
اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮﺳﺘﻮن )(Base Plate
ﭘﯽ ﻧﻮاري
ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﻣﻘﺎﯾﺴﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ و ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي در ﭘﺎﯾﺎن ﻃﺮاﺣﯽ ﻫﺮ اﻟﻤﺎن
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
36
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮاي ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﺳﻬﻤﯽ از ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺛﻘﻠﯽ ﻧﺪارﻧﺪ ﻟﺬا: ) = 0.75 × 14.57 = 10.93
+
(= 0.75
+
= 14.57 ⟶ = =0
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﻧﺎوداﻧﯽ ﺷﻤﺎره 100را ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﺒﻪﻫﺎي ﺑﺎل آن 1 cmاﺳﺖ ،اﻣﺘﺤﺎن ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻣﺸﺨﺼﺎت اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ و ﻧﺤﻮه ﮐﻨﺘﺮل ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ اﺳﺖ:
)اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻮﺟﻪ داﺷﺖ ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺑﺎزار ﺑﯿﺸﺘﺮاز ﻧﻮع UPAﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ و در اﯾﻦ ﻣﻮرد ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﺻﺤﯿﺢ ﺑﻪ ﺟﺪاول ﻣﻘﺎﻃﻊ اﻫﻤﯿﺖ ﻓﺮاواﻧﯽ دارد .ﭼﺮا ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺟﺪول اﺷﺘﺎل UNPﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﺣﺪود ﯾﮏ ﺷﻤﺎره از UPAﺑﺰرﮔﺘﺮ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﯾﻌﻨﯽ ﻣﺜﻼً ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺎزاري UPA10ﺑﺎ ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ UNP8ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ و ﺑﯽﺗﻮﺟﻬﯽ ﺑﻪ اﯾﻦ اﻣﺮ ﻣﺘﺄﺳﻔﺎﻧﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ
ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺎﻣﻄﻠﻮﺑﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ ﺧﻮاﻫﺪ داﺷﺖ( .
X
= 3.352
= 52.54
+
=1
= 2 × 10.9 = 21.8
= 3.99 ,
=
= 0.67 ,
=
,
10
= 0.5
1 × 0.5 × 352 = 44.11 3.99 ⟶ 1 × 0.67 × 352 = = 52.54 3.35 =
2 ⎧ ⎪ ⎨ ⎪ ⎩
ﺗﻮﺟﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﭼﻮن دو ﺳﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﻟﺬا ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﻣﺆﺛﺮ kﺑﺮاﺑﺮ ﯾﮏ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد وﻟﯽ از ﻃﺮﻓﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺿﺮﺑﺪري ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻌﺶ در ﮐﻤﺎﻧﺶ درون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.5و در ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺑﺮون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.67ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد. ﻻﻏﺮي ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري
ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز
/
= 1221
→ = 131.42
2
=
= 52.54 ,
=
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-10-3-10در اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي ﻫﻤﮕﺮا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري از راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد در اﯾﻦ
راﺑﻄﻪ Bﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺎﻣﯿﺪه ﻣﯽﺷﻮد.
37
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 1 = 0.83 ≥ 0.8 ]) _ [1 + (( / ))/(2 /
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﺎدﺑﻨﺪ
. .
= 1017
<
,
=
= 0.83 × 1221 = 1017
10.93 × 10 = 501.38 21.8
=
=
=
=
=
⇢
501.38 = 0.49 < 1 1017 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار 0.637ﺑﺮاي ﻣﺠﻤﻮع اﺛﺮات ﺧﻤﺸﯽ ،ﻓﺸﺎري و 0.603ﺑﺮاي اﺛﺮ ﻣﺤﻮري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺟﺎﻟﺐ آﻧﮑﻪ دﻟﯿﻞ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﻧﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﮐﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺴﯿﺎر ﮐﻤﺘﺮ از ﻣﻘﺪار ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ!!!
ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻻﻏﺮي ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل ،ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﻻﻏﺮي ﻣﺠﺎز ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ .اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800
اﺳﺖ.
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﻘﻤﻪﻫﺎ:
ﯾﻌﻨﯽ در ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ و ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه ﯾﮏ ﻟﻘﻤﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار ﮔﯿﺮد.
= 52.54
> = 123
≤ 123 ⇢ ≤ 168.5
6025
1.37
= =
ﺗﮑﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
38
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت زﯾﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ Br-4ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ در اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ IPE220ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺷﺮاﯾﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﻓﺸﺮده را داراﺳﺖ.
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاي ﺑﺮش و ﺧﻤﺶ ﺑﺮاﺳﺎس ﺟﺪول 1-3-10ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان از
ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
/
= 360
= 0.55 = 0.55 × 2400 × 22 × 0.59 = 17133.6 = = 480.27 × 2400 = 1152648 .
< 0.15
= 7.55
→
= 33.4
= 107.63
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺮش ﺣﺎﮐﻢ ﺑﺮ ﻃﺮح اﺳﺖ .و ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ آن ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد: دوران ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ < 0.09
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
,
= 252.132
< 1.6
= 100
= 17133.6
∆ . 1.37 × 10 × 240 × 340 = = 4.658 × 10 .ℎ 100 × 240
= =
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﯾﺪ از ﯾﮏ ورق ﺗﮏ ﺑﺪون ﻫﺮﮔﻮﻧﻪ ورق ﻣﻀﺎﻋﻒ ﮐﻨﻨﺪه ﺗﺸﮑﯿﻞ ﯾﺎﺑﺪ .ﻫﯿﭽﮕﻮﻧﻪ ﺑﺎزﺷﻮﯾﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ در ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺗﻌﺒﯿﻪ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﻤﯽﺗﻮان از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻻﻧﻪزﻧﺒﻮري اﺳﺘﻔﺎده ﻧﻤﻮد .ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺮش ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از 0.8 Vpﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 13706.88
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
< 0.8
= 2528.29
در اﻧﺘﻬﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﮐﻪ ﻋﻀﻮ ﻗﻄﺮي ﺑﻪ آن ﻣﺘﺼﻞ اﺳﺖ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﺎن در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع در دو ﻃﺮف ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﻋﺮض ﮐﻞ
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از
−2
ﭘﺮوژه ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از170 50 10 : ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ
و ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﻬﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ
2
0.75از 10ﯾﺎ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ اﺑﻌﺎد اﯾﻦ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ در اﯾﻦ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ آﻧﮑﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺣﺎﮐﻢ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع ﺟﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻣﻘﻄﻊ ﮐﻤﺘﺮ از 600ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ اﯾﻦ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻓﻘﻂ در ﯾﮏ ﻃﺮف ﻗﺮار ﻣﯽﮔﯿﺮﻧﺪ .ﻓﺎﺻﻠﻪي ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺑﺮ
= 38
5
−
اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 8-11-3-10ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﻧﺒﺎﯾﺪ از − /5
38
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ
38ﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ.
اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺑﺎﯾﺪ داراي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻓﺸﺎري ﺣﺪاﻗﻞ 1/5ﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﻈﯿﺮ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﻨﺘﺮل ﮐﻨﻨﺪه ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﺷﺪ.
39
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮ:B16
ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﻮﺟﻮد در ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ،ﺑﻪ ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ در ﺑﺘﻦ ﻣﺪﻓﻮناﻧﺪ ﻃﻮل ﻣﻬﺎر ﻧﺸﺪه ﻧﺎﭼﯿﺰ و ﺣﺘﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﮔﻔﺖ ﮐﻪ ﺻﻔﺮ دارﻧﺪ ﻟﺬا اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ
ﺑﺎ اﺗﮑﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﺎﻓﯽ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﻮرده ﺷﺪه ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎﻃﻊ در اﮐﺜﺮ ﺣﺎﻻت ﺟﺰء ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻓﺸﺮده ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ:
= 0.66 = 1584 / و ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﮐﻪ اﻧﺠﺎم ﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ ﺗﯿﺮ B15در ﺑﺎم ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: .
ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ :
= 0.52
.
, .
150 = 0.227 250
) = 0.84
+
× = 0.378 +
,
.
= 0.378
(= 0.75
ﻣﻘﺪار اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺎﺻﻠﻪ از ﻧﺮماﻓﺰار 0.75 × 1.957 = 1.79ﺗﻔﺎوت زﯾﺎدي دارد.
. .
<
1.79 × 10 = 113 1584 18 ∶ = 146 =
1.79 × 10 = 1226 146
=
=
:اﺷﺘﺎل =
1226 = 0.77 1584 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.85اﺳﺖ .در ﻃﺮاﺣﯽ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻋﯿﻨﺎً ﺑﺎ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ وﻟﯽ در =
= ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ
ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ اﺧﺘﻼﻓﯽ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً در ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﺗﻔﺎوت اﻧﺪﮐﯽ وﺟﻮد دارد .ﺷﺎﯾﺎن ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﯾﮏ ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﺗﺪاﺧﻞ آﮐﺲ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﺪ اﯾﻦ ﺷﺎﯾﺪ ﯾﮑﯽ از دﻻﯾﻞ اﯾﻦ اﺧﺘﻼف ﺟﺰﺋﯽ در ﻣﯿﺰان ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﺑﺎﺷﺪ.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻓﻮق ،ﻣﻘﻄﻊ IPE18ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ.
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9در ﻃﺒﻘﻪ اول
اﺑﺘﺪا ﺳﺘﻮن را ﺗﺤﺖ زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ xﻣﻮرد ﺑﺮرﺳﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ .در اﯾﻦ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ وﺟﻮد ﻧﯿﺮوي ﻓﺸﺎري و ﻟﻨﮕﺮ ﺧﻤﺸﯽ ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﻃﺒﻖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﯿﺮ-ﺳﺘﻮن ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮد.
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮم اﻓﺰار
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
ﺑﺎر ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده PD
27.89
24.81
11.04
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه PL
8.2
7.7
6.10
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ PE
53.22
40.8
23.34
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده MD
0.41
0.81
97.56
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ML
0
0.52
!#DIV/0
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ME
1.58
0.112
92.91
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
66.98
54.98
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
1.49
1.08
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺟﺪول ﻓﻮق اﺧﺘﻼف در ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﮐﻢ وﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ وﻟﯽ در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻓﺮﺿﻬﺎي ﺳﺎدهﺳﺎزي ﮐﻪ در
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺻﻮرت ﻣﯽﮔﯿﺮد اﺧﺘﻼف ﺑﺴﯿﺎر زﯾﺎد اﺳﺖ .ﻣﺎ در اﯾﻨﺠﺎ ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ را ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﻪ دﻟﯿﻞ دﻗﺖ ﺑﯿﺸﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ را ﺑﺪﺳﺖ آورﯾﻢ:
= 0.75( + + ) ≅ 55 ) = 1.08 (= 0.75 + + . ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﺗﻮان اﺑﺘﺪا ،ﯾﮏ ﻣﻘﻄﻊ را ﺣﺪس زد ﺳﭙﺲ ﮐﻔﺎﯾﺖ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ را ﺑﺮاي ارﺿﺎي ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﺑﺮرﺳﯽ ﻧﻤﻮد:
اﺑﺘﺪا 2IPE22را ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 22ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻫﻨﺪﺳﯽ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ
A
Sx
Sy
rx
ry
2.48 9.11 37.3 252 33.4 IPE220 11.11 9.11 388.36 504 66.8 2IPE220C/C22 ﭼﻮن ﻗﺎب ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺷﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا = 1
=
و ﻃﻮل آزاد ﺳﺘﻮن ﻫﻢ ،ﺑﺮاﺑﺮ 2.1mﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ از ﺑﺴﺘﻬﺎي ﻣﻮازي
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﻣﺆﺛﺮ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﮐﻨﯿﻢ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﺗﮏ ﻧﯿﻤﺮخ ﻋﻀﻮ ﻓﺸﺎري ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ از ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي )
( ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﻮد.
در ﻗﺴﻤﺘﯽ ﮐﻪ ﺑﯿﻦ دو ﺑﺴﺖ ﻣﺘﻮاﻟﯽ ﻗﺮار دارد از 40و
41
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
< 40 × 2.48 = 99.8
2 × 18.9 × 11.11 = 140 3
⟶
<
⟶ < 40
2 × 3
<
=
= 18.9 ,
در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺑﺨﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ و ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺑﺴﺘﻬﺎ را 70 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﭘﺲ:
= 33.97
23.05
33.97
823.09
+
70 ⟶ = 28.23 2.48
=
=
=
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ 1364.00
0.94
20329.66
= 1316
1440.00
214.58
Stability 0.77
= 33.97
55 × 10 823.09 = 823.09 = ⟶ = 0.60 > 0.15 66.8 1316 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺸﻤﻮل ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﺑﻨﺪ 1-6-1-10ﻣﯽﺷﻮد و ﺑﺎﯾﺪ ﻫﺮ دو ﻣﻌﯿﺎر ﭘﺎﯾﺪاري و ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﯾﻦ ﺑﻨﺪ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﻮد: ≥ 0.4 ,
= 0.567 + 0.267 + 0.41 = 1.24
=
= 0.6 − 0.4
1.24 = 0.94 1.44
= 0.6
,
= 0.6 − 0.4 −
= 25.42
12 23
=
=
1.08 × 10 = 214.58 504
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﺑﻮدن ﻟﻨﮕﺮ در اﻣﺘﺪاد yﻣﯽﺗﻮان از ﺗﻨﺸﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﻣﻮﺟﻮد در اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد ﻟﺬا دارﯾﻢ: = 0.77 < 1 22 / 22
=
⎨ ⎪ ⎩
= 0.112 + 0.522 + 0.81 = 1.44
× 2.1 × 10 = 16734.83 25.42 = 1440
⎧ ⎪
= 23.05
⟶
⟶ = 33.97
Strength 0.72
2
.
1−
.
+
⟶ = 0.72 < 1
+
12 23 =
= =
1−
+
+ 0.6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
42
از ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ اوﻟﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﭘﺎﯾﺪاري و دوﻣﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺳﺘﻮن اﺳﺖ ﮐﻪ ﻫﺮ دو ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﺪﻧﺪ. ﺟﻬﺖ y
در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ اﻃﻼﻋﺎت ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-24.81
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
-7.69
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه
0.495
11.89
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-0.019
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
0.038
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
0.39
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
-15.46
231.44 = 0.17 > 0.15 1316
=
15.46 × 10 = 231.44 66.8
⟶
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺳﺘﻮن در ﺟﻬﺖ xﺑﺴﯿﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ از ﺟﻬﺖ yﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت در ﺟﻬﺖ yﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﺣﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت وﯾﮋه آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻧﯿﺰ در ﺟﻬﺖ xﺑﺮرﺳﯽ ﺷﻮﻧﺪ )ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ( ×
× = 1.7 ×
ﮐﻨﺘﺮل ﻓﺸﺎر ﮐﻨﺘﺮل ﮐﺸﺶ
= 149.44
≤
=
+ 2.8
≤
ﻓﺸﺎر ﻣﺤﻮري
+ 0.8
+ 2.8
ﮐﺸﺶ ﻣﺤﻮري
0.8
24.84 + 0.8 × 7.7 + 2.8 × 40.8 = 145.24 < 1.7 × 1316 × 66.8 × 10
0.8 × 24.84 + 2.8 × 40.8 = 134.11 < 2400 × 66.8 × 10 = 160.32 ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد ﮐﻪ ﻫﺮ دو راﺑﻄﻪ ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻦ ﺳﺘﻮن 2 22 / 22ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﻟﺒﺘﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ
ﺑﻌﺪاً ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺎ ﺑﻘﯿﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﭗ ﺷﻮد و ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ از ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻌﺎدل آن اﺳﺘﻔﺎده ﺷﻮد. ﺟﻮش ورﻗﻬﺎي ﺳﺮاﺳﺮي
ﺣﺪاﻗﻞ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﺟﻮش ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق ،از ﺟﺪول 1-7-1-10ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق اﯾﻦ ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﺮاﺑﺮ 4ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
=6
⎯⎯
= 5.66
45
≥
≥4
→
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺗﻨﺶ وارده ﮐﺎﻓﯽ اﺳﺖ .ﺣﺪاﻗﻞ ﻃﻮل ﺟﻮش در ﭘﺎي ﺳﺘﻮن ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻌﺪ ﻋﻀﻮ اﺳﺖ .اﯾﻦ ﻃﻮل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻧﯿﺮوي ﻣﺴﺎوي ﺣﺎﺻﻠﻀﺮب ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ورق در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 65
در ﺑﻘﯿﻪ ﻃﻮل ورق ،ﻃﻮل ﺟﻮش ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد:
→
> 0.6 × 2400 × 22 × 0.8 = 25344 = 10
⎯⎯
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ اﯾﻦ ﺟﻮﺷﻬﺎي ﻣﻨﻘﻄﻊ اﮔﺮ ﺟﻮش ﺑﻪ ﺻﻮرت ﻣﻮازي ﺑﺎﺷﺪ از رواﺑﻂ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد: = 173.1
, 300
در ﻧﺘﯿﺠﻪ اﯾﻦ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺮاﺑﺮ 150ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد.
1060
×
650
≥ 10 = 10 × 0.8 = 8
≤ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﻮﺷﻬﺎ
43
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ ﮐﻒ ﺳﺘﻮن )(Base Plate
در ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﺎت ﮐﻒ ﺳﺘﻮن ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻋﺎﻣﻞ ﻣﻬﻤﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ،زﯾﺮا در ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﻓﺸﺎري اﺳﺖ ﯾﺎ ﮐﺸﺸﯽ ﯾﺎ
اﯾﻨﮑﻪ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﺑﻌﻀﯽ از آﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﻣﯽاﻓﺘﺪ و ﺑﻌﻀﯽ دﯾﮕﺮ ،ﺗﻨﻬﺎ ﻋﺎﻣﻞ ﻫﻤﯿﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﮐﻪ اﮔﺮ ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ eاز ﯾﮏ ﺷﺸﻢ ﺑﻌﺪ ﭘﯽ در آن راﺳﺘﺎ
ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد ﻫﻤﻪ ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﻓﺸﺎر ﺑﻮده و ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺻﻔﺤﻪ ﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي
ﻓﺸﺎري ﺧﺎﻟﺺ ﻗﺮار دارد و از ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺟﻮد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﮐﺮد و اﻟﺒﺘﻪ در ﻫﻨﮕﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﻪ ﻃﻮر ﻣﺤﺎﻓﻈﻪ ﮐﺎراﻧﻪ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﻃﻮر ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ در ﮐﻞ ﺳﻄﺢ ﺗﻤﺎس ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺣﺎل ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﻣﺸﺨﺺ ﮐﻨﯿﻢ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻗﺎﺑﻞ ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﯾﺎ ﻧﻪ؛ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻌﺪ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن ﻣﺸﺨﺺ ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﺎ ﻓﻌﻼً آن را ﺣﺪس ﻣﯽزﻧﯿﻢ.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن در ﻧﻘﻄﻪ ﺷﻤﺎره :19 )My(ton.m -0.16 -0.008 -0.937 0.284
)Mx(ton.m -0.012 0.001 -0.141 0.951
ﺻﻔﺤﻪ را ﺑﺼﻮرت ﻣﺮﺑﻌﯽ ﺑﻪ ﺿﻠﻊ 40ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯿﮕﯿﺮﯾﻢ: ) = 13.3
.
= 55.1
.
) = 0.114 ) = 0.83
)
)P(ton 29.25 8.03 -55.03 36.19
= 40
+ +
+
+
40 6 40 < = 0.06 6 < = 0.01
=
(
(= 0.75
+ +
Load DEAD LIVE EX EY
Point 19 19 19 19
+
+
= 0.75
(= 0.75
(= 0.75
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﻣﯽﺗﻮان ﻣﺴﺎﻟﻪ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎر ﻣﺤﻮري ﺧﺎﻟﺺ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﻤﻮد:
اﺑﻌﺎد ﺳﺘﻮن b=d=22 cm
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺘﻦ ﭘﯽ
/
= 0.5( − 0.95 ) = 9.55 = 0.5( − 0.8 ) = 11.20
240ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا:
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﺠﺎز ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده ...................................... ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده .......................... .
<
/
/
= 0.3 × 240 = 70
= 34.43
× . ×
=
=
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
44 3 0.75
= 2.33
=
ﻻزم
ﻟﺬا ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 2.5 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد ،وﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪه ﻧﯿﺴﺖ .ﭘﺲ :
400 × 400 × 25 ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻧﻘﺎط دﯾﮕﺮ اﯾﻦ روﻧﺪ در ﻗﺎﻟﺐ ﯾﮏ ﺑﺮﻧﺎﻣﻪ اﮐﺴﻞ ﺗﮑﺮار ﺷﺪ و ﻣﺸﺨﺺ ﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪاي ﺑﺎ اﯾﻦ اﺑﻌﺎد ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ
ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ ،ﺿﻤﻦ آﻧﮑﻪ ﻫﯿﭽﮑﺪام از ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ داراي ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﻫﺴﺘﻪي ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﻨﺪ.
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺮاي ﺻﻔﺤﺎت زﯾﺮ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ،ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺧﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺻﻔﺤﻪ داراي ﯾﮏ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺘﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺸﺎن داد ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﺻﻔﺤﻪ ﻓﻮق ﮐﻔﺎﯾﺖ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
در ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ ﺗﻨﺶ در زﯾﺮ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن ﺷﻤﺎره 8ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﺎﯾﻨﺪه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ .در اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن آﻣﺪه اﺳﺖ.
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺻـــﻔﺤﻪ ﺳـــﺘﻮن
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺳـــﺘﻮن
1.60 cm
49.90 kg/cm2
7.40cm
46.33 kg/cm2
64.39 kg/cm2
ﺷﮑﻞ -9ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
)My(ton.m 0.01 -0.026 -0.833 0.038
.
)Mx(ton.m -0.033 -0.044 -0.11 0.82
)P(ton 43.28 12.71 -10.16 -29.86
Load DEAD LIVE EX EY
ﺟﺪول -8ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
/
= 84
< 0.7
Point 8 8 8 8
= 64.39 / /
49.90 30.58
−
=
+ 6
1±
= 0.75
=
1 2 7.4 × = (64.39 − 46.33) × 40 × 7.4 × + 46.33 × 40 = 53346.25 2 3 2 6 × 53346.25 = = ≤ 0.75 → ≥ 2.11 40
ﻟﺬا ﻫﻤﺎن ﺿﺨﺎﻣﺖ 2/5ﺳﺎﻧﺘﯽ ﻗﺒﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ و ﺑﺪون ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ .ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻌﺪ 40 ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮح ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ وﻟﯽ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ از ﺑﻌﺪ 45ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻫﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
45
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻮرد اﺳﺘﻔﺎده در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﺨﺘﻠﻂ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺗﻤﺎﻣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﺻﻠﺐ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﯾﮏ
ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﺗﺼﺎﻻت ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﺑﺰرﮔﺘﺮﯾﻦ ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ در اﺗﺼﺎﻻت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ. ﻣﻘﻄﻊ ﺗﯿﺮ 2IPE22FC1 :ﺑﺎ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ 385.22 cm3
ﺑﺮش ﻣﻮﺟﻮد در ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه8.13 ton : ﻃﺮاﺣﯽ ورق ﺟﺎن
.
= 385.22 × 0.66 × 2400 × 10 = 8.13
= 6.10
=
اﻧﺪازه ﻓﺎﺻﻠﻪ رواداري )ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﻮﻧﺘﺎژ( را ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 2ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .از دو ﻋﺪد ورق PL170X100X10در ﺟﺎن ﺑﺮاي ﻧﮕﻬﺪاري ﺗﯿﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ﺟﻮش B ﺟﻮش A
اﺗﺼـــﺎل ورق ﺟﺎن و
ﺟﻮﺷﻬﺎي B æA
10 cm
d=17 cm
V X
8 cm
ﺷﮑﻞ -10ﺟﻮش ورق ﺟﺎن
= 1.94 cm
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
46
)(8 +6 + )8(8) + 6(8)(17 − = − = 1782.63 12 2 + 12 2(8) + 17 = (10 − 1.94) = 65532.73 . 8
=
= 123.18 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﺑﺮش ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . )2 17 + 2(8 ) (10 − = 148.16 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﻗﺎﺋﻢ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . = ) (2 )( /2 = = 156.24 ﻣﺆﻟﻔﻪ اﻓﻘﯽ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … . . . … … … … … … … … . ) (2
=
ﺗﻨﺶ ﮐﻞ ﺟﻮش … … … … . . … … … … … … . . … … … … . … … … … .
= 313.12
"
)"
+
ارزش ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . … … … . . . . = 0.5
+
(
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ............................................... ................................
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
ﺟﻮش
= 0.5
=
→ = 0.48
=
650
(0.4)(2400)(1) = 960
/
= (650)(0.5) = 325
/
"
= 650
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻣﻨﻈﻮر ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ: ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ........................................ .........................................
"
650
ﺑﺮاي ورق ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ .ﺑﺮاي ﺟﻮش Bﮐﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ از دو ﺟﻮش ﺧﻄﯽ ﻗﺎﺋﻢ ﺑﻮده و ﺗﺤﺖ ﺧﻤﺶ و ﺑﺮش
ﻗﺮار دارد ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ:
.
1 (17) (1) = 818.83 12
=2
= (8.13 × 10 )(10 − 1.94) = 65532.73 /
/
= 680.27 /
ﻃﺮاﺣﯽ ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﺧﻤﺸﯽ:
= 239.12
2
+
= 721.07
= 1.2
)( /2
→ = 1.11
6.1 = 23.47 0.24 + 0.02
=
=
=
650
=
=
=
ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 0/02ﺑﺮاي ورﻗﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ .ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺟﻮش ﺷﯿﺎري ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﻠﺰ ﻣﺒﻨﺎ ) (0.6اﺳﺖ ،اﻣﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﮐﻨﺘﺮل ﺟﻮش) ( = 0.75ﺑﻪ آن اﻋﻤﺎل ﺷﻮد .در راﺑﻄﻪ زﯾﺮ Lﻃﻮل ﺟﻮش و tﺿﺨﺎﻣﺖ آن اﺳﺖ. = 21.73
→ = 23.47 × 10
= 14
×
→
×
= 0.6
= 1.8
47
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
30
L=15
5
10
2
14
10 2
ورق روﺳــﺮي
ورق زﯾﺮﺳـــﺮي
ﺷﮑﻞ -11ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﮔﯿﺮدار
از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺑﺎ ﻓﺮض
= 1.0
دارﯾﻢ:
= 13.05 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل 14ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
→ (2L + 10) = T = 23.47 × 10
650
ﻃﺒﻖ ﺗﻮﺻﯿﻪ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،2800ﻃﻮل Lﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 10tpﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل L=15<10tp=18cmاﺳﺖ .ﻋﺮض 10 cmورق
ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﮐﺸﺶ 23.47 tonرا ﺗﺤﻤﻞ ﮐﻨﺪ. .
> 23470
(0.4)(2400)(1.8) = 25920
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
48
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﮐﻞ ﺑﺎر ﺳﻘﻒ ﺑﺪون ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﻣﺮﮐﺐ..............................................................
/
420 + 125 − 17.56 = 527.44
ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ ............................................................. ............................................................................. ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ ........................................ ...................................................... ..................................
ﺑﺎر زﻧﺪه ................................................... ............................................................................................................
/
/
220
/
350
327.44
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ 90 :ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﻃﻮل ﺗﯿﺮ= 5/80ﻣﺘﺮ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ:
= 0.9
+ , + 16 2 4 )ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 ,
=
)ﺑﺎر زﻧﺪه +ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 8
8
=
=
=
از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺗﯿﺮ ﻣﺮﮐﺐ )ﺑﻌﺪ از ﺳﺎﺧﺖ ( ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎر زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ اﺳﺖ ،ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﭘﺮوﻓﯿﻞ در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ از ﭘﺮوﻓﯿﻠﯽ ﺑﺎ
∶ 160
اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻌﯽ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد.
= 10
=
→
= 210
= 17.38
= 3542.7
3542.7 = 535.24 )(16 + 4 − 17.38 3542.7 = 203.83 17.38
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﻗﺒﻞ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﺣﯿﻦ ﺳﺎﺧﺖ(
= )
= )
(
(
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﭼﻮن ﻫﻨﻮز ﺑﺘﻦ ﺳﻔﺖ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ ﻧﺪارد و ﺑﺎر ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ
ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﻧﻪ ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ. .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﺑﻌﺪ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ(
= 766 ≤ 0.6
=
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ دارد و ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي و ﺑﺘﻦ ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
49
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺑﺘﻦ:
= 2024 ≤ 0.9
+
+ = 63 ≤ 0.45 ) (
.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ:
)
(
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ ﻃﺮاﺣﯽ :
= =
0.85
= 24120 , 2 2 ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﯾﮏ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮ از ﻣﻘﻄﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ 60و ﺑﺎ ﻃﻮل 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﺎ ﺟﺪول -1-2-1-10اﻟﻒ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: ﺗﻌﺪاد ﮔﻠﻤﯿﺦ ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﯿﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺻﻔﺮ :
× 1000 = 3400 ≅7
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﮔﻠﻤﯿﺨﻬﺎ از ﻫﻢ: .
ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ:
= 64
=
= 0.68
= 5.8 = 40 7×2
<8
=
ﺑﺮاي ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ و ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺧﯿﺰ ﻻزم اﺳﺖ ﻣﻤﺎن اﺳﺘﺎﺗﯿﮏ ﻣﻘﻄﻊ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﺟﺎي nﺑﺎ 2nﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮد .در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ 4/5ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ و ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﺷﺎﺧﺺ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮﻧﺪ. ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﺧﯿﺰ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از . .
580 = 2.42 240
>
= 15.7 = 2945 و ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه و ﻣﺮده ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از ∗
= 2.94
∗
5 × 384
+
5 × 384
ﺑﺎﺷﺪ: =
5 580 × = 1.42 < = 1.61 . . ∗ 384 360 ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﻣﻘﻄﻊ IPE16ﺑﺮاي ﺧﯿﺰ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده و زﻧﺪه ﺟﻮاب ﻧﻤﯽدﻫﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎﻻﺗﺮي را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ =
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه ،ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﺧﯿﺰ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ IPE18ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﮐﻪ اﻋﺪاد ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از :
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺧﻤﺸﯽ ?ok ok
fc 50.13952
S<8tc YES
8tc 64
fs ?ok 1531.512 ok ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ S 40.71429
N 8.44
?ok ok
fsD 550.7723
qunp60 3400
Vh 28680
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
50
:ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ ybar 15.61
I*tr delta(D+L) 3250.04 2.32
ok? ok
delta(L) 1.29
ok? ok :ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش
Vmax 2301.93
fv 255.77
0.4fy 960
ok? ok
51
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻃﺮح ﻟﺮزهاي ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﺗﺼﺎل ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﮐﻤﺘﺮﯾﻦ دو ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد: (Iﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﺸﺸﯽ اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ )
(
Ω (IIﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺣﺎﺻﻞ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺗﻨﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس اﯾﻦ دو ﺑﻨﺪ ﻧﯿﺮوي ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد: ﺧﺮوﺟﯽ ) Etabs
{2400 × 21.8,2.8 × 10.93} = 30604 = (34380ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻔﺎوت آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﮐﻪ دارد ﻣﻘﺪاري ﺑﺎ اﯾﻦ ﻋﺪد ﻣﺘﻔﺎوت اﺳﺖ و ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ اﺣﺘﯿﺎط ﻣﺎ
ﻫﻤﺎن ﺧﺮوﺟﯽ ﻧﺮماﻓﺰار را ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎل ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﻄﻪ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن:
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ
=7
دارﯾﻢ:
= 34380
⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 18.9 = ×4 = 20را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻃﻮل ﺟﻮش اﻓﻘﯽ را و ﻃﻮل ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ را
= 25143 = 23447 ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش 7ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ دارﯾﻢ: = 27.6
= =
ﻣﯽﻧﺎﻣﯿﻢ:
→ = 43°
⎯⎯⎯⎯⎯⎯
×2
=
= ×2 ⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 25.8 ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻃﻮﻟﻬﺎي ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﺑﺮاي ﻫﺮ دو ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ 30ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﻃﺮاﺣﯽ وﺻﻠﻪ ﻣﯿﺎﻧﯽ:
ﻃﻮل و ﻋﺮض ورق را ﺑﻪ ﺗﺮﺗﯿﺐ ﺑﺎ lو bو ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﺮا ﺑﺎ tﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﯿﻢ:
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ورق ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه:
→ = ( ) × 0.6 = 23.87 =1 → = 25 = 10 + 5 + 2 × 20 = 55
ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻫﻢ ﮐﺸﺶ و ﻫﻢ ﺑﺮش را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ ﻟﺬا : ≈ 40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→ = 37.8
<
2
+
2
=
ﻃﻮﻻﻧﯽﺗﺮﯾﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻣﻮﺟﻮد در دﻫﺎﻧﻪﻫﺎي 1و 6 ،3ﻣﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺎ ﺗﯿﺮﭼﻪ را ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻃﻮل ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﻘﯿﻪ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ
ﺑﺮاﺳﺎس ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺿﻌﯿﻔﺘﺮ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد و ﻟﮑﻦ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻫﻤﮕﯽ را ﺑﺎ ﻫﻤﯿﻦ ﻣﻘﻄﻊ اﺟﺮا ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد: = 555 + 125 = 675 / = 350 / ﻋﺮض ﺑﺎرﮔﯿﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮﭼﻪ 50ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ در واﺣﺪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻫﺎ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ﺑﺎ: = 1368
= 684
+ 1.5
= 1.25
× = 0.5
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
52 ~3.08
.
ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺴﺘﻄﯿﻠﯽ → از روي ﺟﺪول ﻣﻘﺪار
>
.
.
= 3080
= 6.56
= 0.067
ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.327اﺳﺖ ﮐﻪ
= 0.00467 →
14
ℎ 2
=
=
} = 4.67
8
−
=
= 0.85
ℎ
= 0.00346 , {
,
=
=
ﺑﺮاي دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎي ﺷﻤﺎره 3 ،2و ،5ﺑﺮ ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺎس ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺣﺎﺻﻠﻪ ﻋﺒﺎرت اﺳﺖ از 2Φ12 : 4
5
3
1
2
C 5
4
2 B 3
A 1
ﺷﮑﻞ - 12ﻧﻤﺎﯾﺶ دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎ و ﺟﻬﺖ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→
→
<
<
53
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ: ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺷﮑﻞ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﭘﻼن ﺑﻪ ﮔﻮﻧﻪاي اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﻮارﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮاي ﭘﯿﻬﺎ ،ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻣﻮرب ﻫﺴﺘﻨﺪ و ﺑﺮﻧﺎﻣﻪﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﻣﻮﺟﻮد و از ﺟﻤﻠﻪ Safeﺗﻮاﻧﺎﯾﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽﻫﺎي ﻧﻮاري را ﻧﺪارد ﻟﺬا ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ و ﺑﺮاي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5ﮐﻪ وﺿﻌﯿﺖ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
ﺗﺮي دارﻧﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ اﻧﺠﺎم ﻣﯽﺷﻮد:
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﮔﺮوه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5
در ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ و ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً ﭘﯽ ﻣﻮرب اﯾﻨﮑﻪ ﭼﻪ ﻟﻨﮕﺮي ﭘﯽ را ﺑﻪ ﺧﻤﺶ ﻣﯽاﻧﺪازد اﻫﻤﯿﺖ ﺷﺎﯾﺎﻧﯽ دارد ،ﻟﺬا ﻣﺎ در زﯾﺮ اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﻪ ﻋﻨﻮان
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﺑﻪ ﮐﺎر ﻣﯽﺑﺮﯾﻢ و ﺑﺮاي ﺟﻬﺘﯽ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﻤﯽﺷﻮد ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ از ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر ﯾﻌﻨﯽ آرﻣﺎﺗﻮر اﻓﺖ و ﺣﺮارت اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد.
ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮي ﮐﻪ ﺣﺎﺋﺰ اﻫﻤﯿﺖ اﺳﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ رﻓﺖ و ﺑﺮﮔﺸﺘﯽ آن ﻫﻤﻮاره ،ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺜﺒﺖ و ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﻨﻔﯽ اﯾﺠﺎد ﻣﯿﮑﻨﺪ ﻣﺜﻼً در ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ در ﺣﺮﮐﺖ رﻓﺖ زﻟﺰﻟﻪ ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﺑﯿﻔﺘﺪ و در ﺣﺮﮐﺖ ﺑﺮﮔﺸﺖ ﺑﻪ ﻓﺸﺎر ﺑﯿﻔﺘﺪ،
ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﮐﺪام ﯾﮏ از اﯾﻦ ﻋﻼﻣﺘﻬﺎ ،اﺛﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮي دارد ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ ﮐﺎري وﻗﺖﮔﯿﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ ﺟﻬﺖ در ﺑﯿﺸﺘﺮ ﮐﺘﺐ ﻣﺮﺟﻊ، ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺻﻮرﺗﯽ ﺑﺤﺮاﻧﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎ دﯾﮕﺮ ﺑﺎرﻫﺎ ،ﺟﻤﻊ
ﺷﻮد؛ ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ ﻧﯿﺰ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض را ﻗﺒﻮل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
اﮔﺮ راﺳﺘﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﻧﻮار 5را ’ xو راﺳﺘﺎي ﻋﻤﻮد ﺑﺮ آن را ’ yﺑﻨﺎﻣﯿﻢ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺆﺛﺮ
'x
اﯾﻦ ﻧﻮار ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
'y
My Mx
ﺑﺮ اﺳﺎس راﺑﻄﻪ ﻓﻮق ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ در زﯾﺮ
30°
e5
Ax
ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ:
21
-1.31
11
1.33
در اداﻣﻪ ﺣﻞ ﻓﺮﺿﯿﺎﺗﯽ را اﻧﺠﺎم دادهاﯾﻢ ﮐﻪ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ:
2
1.70
1
2.55
Point
q a = 170KN / m 2 (1ﻃﺮاﺣﯽ ﻋﺮض ﭘﯽ:
PD + PL + PE 1.33q a
226.56 × 103 = 0.54m → select B=1.0m 1.33 × 170 ×100 × 20
=
) + PL + PE
∑(P
D
1.33q a × L
≥ B ×L ≥ →B
ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﻣﻘﺪار ﻋﺮض ﭘﯽ را ﺑﯿﺸﺘﺮ از آﻧﭽﻪ ﮐﻪ در ﺑﺎﻻ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ رﻋﺎﯾﺖ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ و ﺑﺮش دوﻃﺮﻓﻪ اﺳﺖ. ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻇﺮﻓﯿﺖ ﺑﺎرﺑﺮي ﺧﺎﻟﺺ و ﺑﺎرﻫﺎي ﺿﺮﯾﺒﺪار:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
54 + 1.2 + 1.2 SUM
21
+ 1.2
+ 1.2
2
=
1
23.56
44.76
41.82
23.31
23.04
27.3
2.57
2.84
4.81
245.58
11
= ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
56.98
13.52 93.744
13.34 60.912
6.02
33.942
P 245.58 × 103 = qu = ∑ u = 1.23 kg/cm 2 A 100 × 2000 w u = qu × b = 1.23 × 100 = 123 kg / cm
ﺑﺎ رﺳﻢ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮﺷﯽ و ﺧﻤﺶ دارﯾﻢ:
ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش: -1ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ:
Point
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮش ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪي dاز ﺑﺮداﺧﻠﯽ ﺳﺘﻮن 21اﺳﺖ:
M max = 1469 KN.m
55
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 3.43 − ( 0.18 + d ) Vu = 42.16 = 39.94 − 12.29d 3.43 fc bd = 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × d × 10 −1 = 55d
ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ:
39.94 = 0. 6 m 67.29
Vc = 0.2ϕcﺑﺮش در ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
= Vu ≤ Vc → 39.94 − 12.29d = 55d → d
ﺣﺎل ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺣﺎﺻﻞ از اﻗﻨﺎع ﺷﺮط ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ،ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ را ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ اﮔﺮ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ ﻫﻢ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ارﺗﻔﺎع ﻣﻮﺛﺮ ﻃﺮح اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯿﺸﻮد.
b0 = 2( 0.07 + 0.28 + 0.32 + 0.64 + 0.22 ) = 3.06mﻣﺤﯿﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ A = ( 0.07 + 0.28 + 0.32 )( 0.64 + 0.22 ) = 5762cm 2 ≈ 0.576m 2 Vu = Pu − Aqu = 42.16 × 103 − 5762 × 2.3 = 28907kg = 28.9ton Vc = 2Vcb × d = 2 × 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × 600 = 65989kg = 66ton Vc > Vu → ok ﭼﻨﺎﻧﭽﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ اﻣﺎ ﺑﺮاي اﺟﺮاﯾﯽ ﮐﺮدن ﻃﺮح ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ارﺗﻔﺎع ﭘﯽ h=70cmو ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﻓﺮض اﺳﺘﻔﺎده از آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي 20و ﭘﻮﺷﺶ 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ،ﻣﻘﺪار dﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
= 70 − 5 − 1 = 64 ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﺎ اﻓﺰاﯾﺶ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﺠﺪد ﻣﻘﺎوﻣﺘﻬﺎي ﺑﺮﺷﯽ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺗﻌﯿﯿﻦ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﭘﯽ
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ،اﺑﺘﺪا ﻣﻘﺪار ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر را ﺑﻄﻮر ﺳﺮاﺳﺮي در ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ ﻗﺮار ﻣﯽ دﻫﯿﻢ ،ﺑﻌﺪ د رﻫﺮ ﻣﻘﻄﻌﯽ ﮐﻪ ﻧﯿﺎز ﺑﺎﺷﺪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ را ﺗﻘﻮﯾﺖ ﻣﯽ ﮐﻨﯿﻢ.
ﻓﺮض
d=640mm b=1000mm
As min = 0.002 × bh = 0.002 × 100 × 70 = 14cm 2
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ:
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﻣﻤﺎن M u+ = 48.11ton.m 0.134 As 48.11×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 36.7cm , As − As min = 22.7cm ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺗﻘﻮﯾﺖ دارﻧﺪ.
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﭘﯽ:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
56 M u− = 24.13ton.m 0.134 As 24.13 ×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 17.9cm , As − As min = 3.9cm
ﻟﺬا در ﺑﺎﻻ ﻫﻢ ﭘﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻘﻮﯾﺖ ﺷﻮد. ﺗﻌﺪاد آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ:
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي4Φ 22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﺑﺎﻻ8Φ22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﭘﺎﯾﯿﻦ1Φ 22 :
ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻋﺮﺿﯽ:
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ از آرﻣﺎﺗﻮر ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ρ = 0.002
As = 0.002 × L × h = 0.002 × 2000 × 70 = 280cm 2 → USE 182 Φ14@96mmدرﮐﻞ ﻃﻮل ﭘﯽ
ﮐﻨﺘﺮل ﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻣﻮﺟﻮد: اﻟﻒ(آرﻣﺎﺗﻮﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ:
=48 db=1.05mﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻻزم
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﻤﻮدار ﻟﻨﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﻗﻼب اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﻧﯿﺴﺖ و ﻓﻀﺎي ﻻزم ﺟﻬﺖ ﺗﺄﻣﯿﻦ ﻃﻮل ﻣﻬﺎي ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ ﻣﯿﻠﮕﺮد Φ22ﻓﺮاﻫﻢ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ب(ﺧﺎﻣﻮت ﮔﺬاري:
ﯾﻌﻨﯽ از ﺧﺎﻣﻮﺗﻬﺎي Φ14ﺑﺎ دوﺷﺎﺧﻪ ﻗﺎﺋﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد.
3.5bw 3.5 × 100 Av s = f = 3000 = 0.117 min y Av = 2.3cm 2 → USEΦ14ﻓﺮضS=20cm :
داﻧﺸﮕﺎه اﯾﻼم
داﻧﺸﮑﺪه ﻓﻨﯽ و ﻣﻬﻨﺪﺳﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزهﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
اﺳﺘﺎد راﻫﻨﻤﺎ:
آﻗﺎي ﻣﻬﻨﺪس اﺣﻤﺪي داﻧﺸﺠﻮ:
ﺧﺎﻟﺪ ﺗﻮﻓﯿﻘﯽ ذﻫﺎﺑﯽ 840030403
ﺗﺎﺑﺴﺘﺎن 1387
2
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻌﺮﻓﯽ ﭘﺮوژه
ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﯾﮏ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎ ﭘﻼن ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ 1و ﺑﻪ ﺷﮑﻞ ﻣﺜﻠﺜﯽ واﻗﻊ در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه اﺳﺖ .ﮐﺎرﺑﺮي اﯾﻦ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن در ﻃﺒﻘﻪ
ﻫﻤﮑﻒ ﭘﺎرﮐﯿﻨﮓ و در 3ﻃﺒﻘﻪ ﺑﻌﺪي ﺗﺠﺎري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ دو واﺣﺪ ﺗﺠﺎري را در ﺧﻮد ﺟﺎي داده اﺳﺖ.
ﻧﻮع اﺳﮑﻠﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻓﻮﻻدي اﺳﺖ و ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ آن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻣﺨﺘﻠﻂ( 2ﯾﻌﻨﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي
ﻓﻮﻻدي ﻫﻤﮕﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﺮق-ﻏﺮب و ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه ﻫﻤﺮاه ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا در راﺳﺘﺎي ﺷﻤﺎل-ﺟﻨﻮب اﺳﺖ .در ﻣﻮرد ﺳﻘﻒ
ﺳﺎزه ﻫﻢ ،ﺳﻘﻒ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺼﻮرت ﯾﮏ در ﻣﯿﺎن ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك )ﺑﻠﻮك ﺑﺘﻨﯽ( و ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻧﻮع ﺗﺤﻠﯿﻞ اﻧﺠﺎم ﮔﺮﻓﺘﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ )ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ( ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﯾﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺑﺎ ﻧﺮماﻓﺰار Etabs
v9.0.7اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ .اﻟﺒﺘﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ،ﺑﻨﺎﭼﺎر ﺑﻪ روش اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺻﻮرت ﭘﺬﯾﺮﻓﺘﻪ اﺳﺖ .در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ،
اﺧﺘﻼف ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺣﺎﺻﻞ از ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺮم اﻓﺰاري در ﺟﺎي ﺧﻮد ﺑﯿﺎن ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﺗﻮﺿﯿﺤﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻣﻮارد در ﻓﺼﻞ ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ آﻣﺪه اﺳﺖ ﯾﺎ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻪ ﺟﻬﺖ اﺧﺘﺼﺎر در ﻫﻤﺎن ﻓﺼﻞ ارﺟﺎﻋﺎت ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ داده
ﺷﺪه اﺳﺖ.
1ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 2-8- 1آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ) 2800دارا ﻧﺒﻮدن ﺷﺮط اﻟﻒ از ﺑﻨﺪ (1- 8-1 Dual System
2
ﻓﺼﻞ اول
ﺑﺎر ﮔﺬاري ﺷﺎﻣﻞ:
ﻣﻘﺪﻣﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻒ وزن اﺗﺎق ﭘﻠﻪ
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ
ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺟﺮم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
ﺳﺨﺘﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﻣﻘﺪﻣﻪ
اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ و ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اﺳﺖ .ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ،ﺷﺎﻣﻞ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده و زﻧﺪه اﺳﺖ .ﻣﺒﻨﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﺟﺪول پ ،2-1-6و ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي زﻧﺪه ﺟﺪول 1-3-6ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ،ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر ﻣﺮده در
ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ و از آﻧﺠﺎ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ آﻧﻬﺎ ﮐﻤﺘﺮ از 275دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-2-2-6ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺎر آﻧﻬﺎ را ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﮔﺴﺘﺮده و در ﮐﻞ ﮐﻒ ﻣﻌﺎدل ﮐﺮد .و اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﻫﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس ﺗﺼﺮﯾﺢ ﺑﻨﺪ 3-2-2-6ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 100دﮐﺎﻧﯿﻮﺗﻦ ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮﻧﺪ.
در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺑﺎر زﻧﺪه ،ﺑﺮاي ﺑﺎم ﺑﺮاﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺑﺎﯾﺪ از ﺑﯿﻦ ﺑﺎر ﺑﺮف و ﺑﺎر زﻧﺪه ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﺮ دوي اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ و 150ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم ﺑﺮ ﻣﺘﺮﻣﺮﺑﻊ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ،و ﻫﻤﯿﻦ ﻋﺪد ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺑﺎر زﻧﺪه در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻫﻢ ذﮐﺮ اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﺮاز ﻣﺒﻨﺎ از روي ﭘﯽ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ.
4
5
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (1ﺑﺎرﮔﺬاري ﺛﻘﻠﯽ:
در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ اﺑﺘﺪا وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﻫﺮ ﺟﺰء ﺳﺎزهاي ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪاول ﻣﻨﺪرج در ﻣﺒﺤﺚ ﺷﺸﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺖ.
اﯾﻦ وزﻧﻬﺎ ﻣﻼك ﻃﺮاﺣﯽ در ﻧﺮم اﻓﺰار و ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد.
ﺟﺰﺋﯿﺎت اﺟﺮاﯾﯽ و وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ دﯾﻮارﻫﺎ و ﺳﻘﻔﻬﺎ: (1ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: =0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
(2ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 20ﺳﺎﻧﺘﯽ ﯾﮑﻄﺮف ﻧﻤﺎ ،ﯾﮑﻄﺮف ﮔﭽﮑﺎري: ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن
آﺟﺮﮐﺎري
ﺳــﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿــــﺖ
ﺳــــﻔﯿﺪ ﮐﺎر ي
=0.2×850=170آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن
=0.02×1600=32 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك =0.01×1300=13 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.02×2100=42 kg/m2دوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن
=0.02×2800=56 kg/m2ﺳﻨﮓ ﮔﺮاﻧﯿﺖ /
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
= ﻣﺠﻤﻮع اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
(3ﺟﺰﺋﯿﺎت ﯾﮏ دﯾﻮار آﺟﺮي 10ﺳﺎﻧﺘﯽ دوﻃﺮف ﮔﭽﮑﺎري:
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
آﺟﺮﮐــﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
ﺳـــــﻔﯿﺪﮐﺎري
=0.1×850=85آﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف و ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪﺳﯿﻤﺎن =0.015×1600×2=48 kg/m2ﻣﻼت ﮔﭻ و ﺧﺎك
=0.01×1300×2=26 kg/m2ﺳﻔﯿﺪﮐﺎري /
= ﻣﺠﻤﻮع
اﺑﻌــﺎد ﺑــﺮ ﺣ ﺴ ﺐ ﺳــــــﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
(4ﺟﺰﺋﯿﺎت دﯾﻮار ﺟﺎﻧﭙﻨﺎه: =0.2×850×0.7=119 kg/mآﺟﺮﮐﺎري ﺑﺎ آﺟﺮ ﻣﺠﻮف
=0.02×2100×2×0.7=59 kg/mدوﻏﺎب ﺳﯿﻤﺎن =0.05×2500×0.4=34 kg/mﺳﻨﮓ ﺗﺮاورﺗﻦ
=0.02×2700×0.7=38 kg/mﺳﻨﮓ ﻣﺮﻣﺮ /
= ﻣﺠﻤﻮع
ﮔــﭻ و ﺧﺎك
7
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (5ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك ﻃﺒﻘﺎت: ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 2 cm دو ﻻﯾــﻪ ﻗــﯿﺮ و ﮔﻮﻧـــﯽ ﭘﻮﮐـــﻪ آﺟﺮ ﺑــﺎ ﻣﻼت ﺳــﯿﻤﺎن 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 5 cm 10ﻋﺪد ﺑﻠـــﻮك ﺳــــﻔﺎﻟﯽ 8ﮐﯿﻠﻮﯾـــــﯽ
25cm
ﻣﻼت ﮔــﭻ و ﺧﺎك 2cm 10cm
10cm
40 cm
=0.05×2500=125 kg/m2دال ﺑﺘﻨﯽ
=2500×0.25×0.1×2=125 kg/m2ﺑﺘﻦ ﺑﯿﻦ ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=8(10)=80 kg/m2ﺑﻠﻮﮐﻬﺎ
=1600×0.02=32 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك =1300×0.01=13 kg/m2ﮔﭻ و ﺧﺎك
=850×0.07=60 kg/m2ﭘﻮﮐﻪ وﺳﯿﻤﺎن =15 kg/m2ﻗﯿﺮوﮔﻮﻧﯽ
=2100×0.02=42 kg/m2ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
=2250×0.025=56.25 kg/m2ﻣﻮزاﺋﯿﮏ 2
/
= ﻣﺠﻤﻮع
ﺗﺬﮐﺮ :ﺑﺮاي ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻫﻢ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺟﺰﺋﯿﺎت ﻓﻮق رﻋﺎﯾﺖ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﮐﻪ ﺑﺠﺎي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ از آﺳﻔﺎﻟﺖ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ وزن واﺣﺪ ﺣﺠﻢ ﻣﻮزاﺋﯿﮏ و آﺳﻔﺎﻟﺖ ﻫﻢ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ،ﭘﺲ ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻔﺎوت در اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﺳﻘﻒ ﺑﺎم ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺑﺮاي ﻣﻮزاﺋﯿﮏ ﮐﺎري اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ ﻧﺪارﯾﻢ ،ﭘﺲ:
=550-42=508 kg/m2وزن ﺳﻘﻒ ﺑﺎم
8
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي (6ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ:
ﻣﻮزاﺋﯿــﮏ 2/5 cm ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳــﯿﻤﺎن 3 cm
ﭘﻮﮐـــﻪ ﻣﻌــﺪﻧﯽ 7 cm دال ﺑﺘــــﻨﯽ 8 cm IPE 16
ﺳــﻘﻒ ﮐﺎذب
90 cm
/ /
/
/
/
= 0.08 × 2500 = 200دال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.07 × 600 = 42ﭘﻮﮐﻪ ﻣﻌﺪﻧﯽ
= 0.03 × 2100 = 63ﻣﻼت ﻣﺎﺳﻪ ﺳﯿﻤﺎن
= 0.025 × 2250 = 56.25ﻣﻮزاﺋﯿﮏ × 15.8 = 17.56 /
.
= ﭘﻮﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي = ﻣﺠﻤﻮع
9
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (11ﺟﺰﺋﯿﺎت راه ﭘﻠﻪ:
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي راهﭘﻠﻪ ،ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ از ﭘﻠﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪي ﺷﯿﺐ آن ﻣﻌﺎدل 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ روي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﺴﻬﯿﻞ در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ،اﺑﺘﺪا ﻫﻤﯿﻦ ﻃﻮل 110ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ و ﺳﭙﺲ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﻠﯽ اﯾﻦ ﻃﻮل را در ﺑﺮاﺑﺮ 92ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ ﺑﺎ ﺗﻨﺎﺳﺐ وزن واﺣﺪ ﺳﻄﺢ ﺑﺮاي ﯾﮏ ﻣﺘﺮ را ﻧﯿﺰ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ و ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: 90cm = 110cm cos 34 o
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت را ﺑﺮاي ﻋﺮض ﯾﮏ ﻣﺘﺮ اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﺗﺬﮐﺮ :ﻋﺪد 3در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﯿﺎﻧﮕﺮ ﺗﻌﺪاد در ﻃﻮل ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ اﺳﺖ.
=l
= 0.13×2500×1.10=357.50 kgدال ﺑﺘﻨﯽ
= 0.187×0.277×850×3=132 kgآﺟﺮ ﮐﺎري
= 0.02×0.3×2400×3=43.20 kgﺳﻨﮓ ﮐﻒ ﭘﻠﻪ = 0.02×.18×2400×3=25.92 kgﺳﻨﮓ ﺧﯿﺰ ﭘﻠﻪ
= 0.02×1.10×1600=35.2 kgﭘﻮﺷﺶ ﮔﭻ و ﺧﺎك = 594 kgﻣﺠﻤﻮع
اﯾﻦ وزن ) 594ﮐﯿﻠﻮﮔﺮم( ﺑﺮاي 1/1ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي ﭘﻠﻪ ﯾﺎ 0/92ﻣﺘﺮ در راﺳﺘﺎي اﻓﻖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪي وزن در 1ﻣﺘﺮ اﻓﻘﯽ ﺑﺎ
اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﻨﺎﺳﺐ دارﯾﻢ:
0.92 1 = ⇒ x = 646kg / m 2 594 x ≈ 650 kg/m2وزن ﯾﮏ ﻣﺘﺮ ﻣﺮﺑﻊ ﭘﻠﻪ
10
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪ ﺑﻨﺪي
4
5
3
1
2
C 9.86
19.72
16.36 B A 26.19
ﺷﮑﻞ -1ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و ﻣﺴﺎﺣﺖ ﭘﺎﻧﻠﻬﺎي آن ﺑﺼﻮرت ﻣﺠﺰا
> 100
ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻧﻤﺎ
17.32 × 260 × 2.5 = 125 89.97
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﺣﺪود 20درﺻﺪ از ﻧﻤﺎ ،ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎزﺷﻮﻫﺎ ﺧﺎﻟﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ) .اﯾﻦ ﻓﺮض دﺳﺖ ﺑﺎﻻ و در ﺟﻬﺖ اﺣﺘﯿﺎط اﺳﺖ( /
ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﺠﺎور ﻫﻤﺴﺎﯾﻪ ﺑﺎر روي ﺗﯿﺮﻫﺎي داﺧﻠﯽ
(1 − 0.2) × 2.5 × 313 = 626 2.5 × 215 = 537
/ /
ﺑﺎرﮔﺬاري راهﭘﻠﻪ
2.5 × 260 = 650
راهﭘﻠﻪ ﺑﺼﻮرت ﺳﻪ ﺑﺎزو ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در ﻣﻮرد ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر دﻗﯿﻖ اﯾﻦ ﭘﻠﻪﻫﺎ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﺸﻪﻫﺎي اﺟﺮاﯾﯽ ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﻧﻤﻮد وﻟﯽ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﺑﺼﻮرت ﺳﺎده ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ از ﮐﻞ ﺑﺎر اﺗﺎق ﭘﻠﻪ ﻧﺼﻒ آن ﺑﻪ ﺗﯿﺮ ﭘﺎﮔﺮد در ﺗﺮاز ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺮﺳﺪ و ﻧﺼﻒ دﯾﮕﺮ ﺑﺼﻮرت ﻣﺸﺘﺮك ﺑﯿﻦ دو ﺳﺘﻮن ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 700 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 555 = 3630ﮐﻞ ﺑﺎر ﻣﺮده
ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8 ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
/
3630 = 907 4
3630 = 534 2 × 3.4
11
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري =350 × (1.2 + 1.2 + 1.2) × 1 + 2 × 1 × 1 × 350 = 1960ﮐﻞ ﺑﺎر زﻧﺪه
-ﺑﺎر ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ روي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي C4و : C8
1960 = 490 4
ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ روي ﺗﯿﺮ : B11/
ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
1960 = 288 2 × 3.4
اﺻﻞ اﯾﻦ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﺑﺼﻮرت واﻗﻌﯽ ﻣﺪل ﺷﻮد وﻟﯽ از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﺑﺎﻋﺚ ﺧﻄﺎ در اﻧﺠﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در ﻧﺮماﻓﺰار ﻣﯽﮔﺮدد ﻓﻘﻂ ﺑﺎر آن ﺑﻪ ﺳﺎزه اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮔﺮدد و از ﻣﺪﻟﺴﺎزي آن ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺑﺎر ﺑﺼﻮرت ﻣﺘﻤﺮﮐﺰ
ﺑﻪ ﭼﻬﺎر ﺳﺘﻮن اﻃﺮاف وارد ﻣﯿﺸﻮد.
اﻟﻒ( ﺑﺎر ﻣﺮده:
= 2 × 313 × 2.7 × 2.5 + 2 × 313 × 2.7 × 3.2 + 2.5 × 3.4 × 520 = 14050ﺑﺎر ﻣﺮده ﮐﻞ ب( ﺑﺎر زﻧﺪه:
= 14050 ÷ 4 = 3513ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
= 2.5 × 3.4 × 150 = 1275ﺑﺎر زﻧﺪه ﮐﻞ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر
= 1275 ÷ 4 = 320ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﺳﺘﻮن
در ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﺳﻘﻔﻬﺎ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﮐﺎﻣﭙﻮزﯾﺖ و ﻫﻢ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﺑﻠﻮك داراي ﻋﻤﻠﮑﺮدي ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺑﺎر ﻫﺮ ﭘﺎﻧﻞ ﺑﻪ
ﺻﻮرت ﻧﺼﻒ ﺑﻪ ﻧﺼﻒ ﺑﯿﻦ دو ﺗﯿﺮ ﺣﻤﺎل ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﺷﻮد .اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﻫﻢ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي اﻃﺮاﻓﺸﺎن ﻣﯽ رﺳﺎﻧﻨﺪ.
12
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﺗﻮزﯾﻊ ﺑﺎر ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺳﺘﻮن C9در ﺟﺪاول زﯾﺮ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
3513
ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
-
-
320
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
250
4.2
1050
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
615
4.93
3031.95ﺳﻘﻒ
150
4.93
739.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
8502.75ﻣﺠﻤﻮع
-
-
1549.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ دوم
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ دوم
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
680
4.93
3352.4
ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6906.2
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
ﺑﺎر زﻧﺪه ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺎر ﻣﺮده ﻃﺒﻘﻪ اول
وزن واﺣﺪ
ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
وزن واﺣﺪ ﻃﻮل /ﺳﻄﺢ
وزن ﮐﻠﯽ
راه ﭘﻠﻪ
534
1.7
907.8
راه ﭘﻠﻪ
288
1.7
489.6
دﯾﻮار
630
4.2
2646
دﯾﻮار
0
4.2
0
ﺳﻘﻒ
545
4.93
2686.85ﺳﻘﻒ
350
4.93
1725.5
ﻣﺠﻤﻮع
-
-
6240.65ﻣﺠﻤﻮع
-
-
2215.1
13
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري (2ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ
V = C .W A .B .I = C R W = D .L . + 0.4L .L . ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در ﻓﺮﻣﻮل ﻓﻮق Wﻣﺠﻤﻮع ﮐﻞ وزن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از روي ﺗﺮاز ﭘﺎﯾﻪ و درﺻﺪي از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺴﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻮع ﮐﺎرﺑﺮي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن و از روي ﺟﺪول 1آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯿﺒﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻌﺮﻓﯽ و
ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح)(A
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺰﺑﻮر در ﺷﻬﺮ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه واﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ ،ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ﺑﺮاﺑﺮ 0/3اﺳﺖ.
⇒ A = 0.3ﻣﻨﻄﻘﻪي )2ﺧﻄﺮ ﻧﺴﺒﯽ زﯾﺎد( ⇒ ﮐﺮﻣﺎﻧﺸﺎه
ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(B
ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ،ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در زﻣﯿﻦ ﻧﻮع IVواﻗﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ دارﯾﻢ:
→ = 0.05 = 0.05 × 10.8 = 0.298 < 0.7 =0 ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزه ﺗﻨﻬﺎ ﻗﺎب ﻧﯿﺴﺖ ﺑﻪ اﺻﻄﻼح داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ اﺳﺖ ﻟﺬا وﺟﻮد ﯾﺎ ﻋﺪم وﺟﻮد ﺟﺪاﮔﺮ ﻣﯿﺎﻧﻘﺎﺑﯽ ﻓﺮﻗﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب از ﺣﺎﻟﺖ ب ﺑﻨﺪ 6-3-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﯽﺷﻮد.
= 1.75
ﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)( I
+ 1 = 2.75
= 0.15 ,
=
=1 ,
<
→
<
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﺰء ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ اﻫﻤﯿﺖ ﻣﺘﻮﺳﻂ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ ﻗﺮار ﻣﯿﮕﯿﺮد I=1 : ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن)(R -در ﺟﻬﺖ :x
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻫﻢ ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=9 : -درﺟﻬﺖ :y
ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ )ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ ﻓﻮﻻدي وﯾﮋه +ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺑﺮون ﻣﺤﻮر ﻓﻮﻻدي( .ﭘﺲR=10 : ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ):(C
2.75 = 0.31 > 0.1 . . 9
)(0.3)(2.75)(1 = 0.0916 9
=
= =
14
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 2.75 = 0.275 > 0.1 . . 10 )(0.3)(2.75)(1 = = = 0.0825 10 =
15
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺟﺮم ) (Wو ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻨﻈﻮر از ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ،ﺟﺮم ﮐﻒ و ﺑﺎر ﻣﻌﺎدل ﺗﯿﻐﻪﺑﻨﺪي ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﮐﻒ و ﻧﺼﻒ ﺟﺮم دﯾﻮارﻫﺎي زﯾﺮ ﮐﻒ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﻢ ﭘﻼن ﻣﻮﺟﻮد را ﺑﻪ 10ﻧﺎﺣﯿﻪ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻧﻤﻮدهاﯾﻢ:
ﺷﮑﻞ -2ﺗﻘﺴﯿﻢ ﭘﻼن ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم
ﻃﺒﻘﻪ اول: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7
685 685 685
ﺟﺮم
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
ﺳﻄﺢ
685 685 732 685 613.5 613.5 526.75
2.3 8.5 9.5 36 10.15 19.08 20
-
-
)
(
5411.5 13563 1164.5
1575.5 5822.5 6954 24660 6227.025 11705.58 10535 87618.61
) (
1.35 3.14 2.73
5.3 5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17 -
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5479.782 111671.2 105350 626191.4
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295
-3403.08 -524.025 21766.02 66088.8 -1058.59425 56537.9514 -1790.95 152776.542
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ اول و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ اﻋﺪاد ﺑﺎ اﻋﺪادي ﮐﻪ ﻧﺮم اﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ) = 1.70 ﻃﺒﻘﻪ دوم:
,
= 7.19
( ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯿﮑﻨﺪ ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺰدﯾﮏ ﺑﻪ ﻫﻢ ﻫﺴﺘﻨﺪ.
≅ 87.62 = 1.74
= 87618.61 = 7.15 ,
16
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3
820 820 820 820
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
8.5 9.5 36 10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
820 732 820 626 626 537 -
)
(
6478 16236 1394 1886
6970 6954 29520 6353.9 11944.08 10740 98475.98
) (
1.35 3.14 2.73 5.3
5.77 5.77 10.89 0.88 9.54 10 -
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16
)
-0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
.
(
8745.3 50981.04 3805.62 9995.8
)
40216.9 40124.58 321472.8 5591.432 113946.5 107400
-
.
(
10818.26 12501.72 -5171.74 -4073.76
-627.3 21766.02 79113.6 -1080.163 57689.9064 -1825.8 169110.743
702280
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ: ≅ 98.5 = 1.71
ﻃﺒﻘﻪ ﺳﻮم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5
685 685 685 685 685
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
9.5 36 10.15 19.08 20
-
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
732 685 626 626 537
-
)
(
5411.5 13563 1164.5 1575.5 5822.5
6954 24660 6353.9 11944.08 10740
88188.98
ﻟﺬا ﺟﺮم ﻃﺒﻘﻪ دوم و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽ آﯾﺪ:
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77
5.77 10.89 0.88 9.54 10
-
) (
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68 -0.17 4.83 -0.17
-
)
.
(
7305.525 42587.82 3179.085 8350.15 33595.83 40124.58 268547.4 5591.432 113946.5 107400
630628.3
≅ 88.2 = 1.74
= 98475.98 = 7.13 ,
)
.
(
9037.205 10443.51 -4320.295 -3403.08 -524.025
21766.02 66088.8 -1080.163 57689.9064 -1825.8
153872.078
= 88188.98 = 7.15 ,
17
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻃﺒﻘﻪ ﭼﻬﺎرم: ﺷﻤﺎره
ﻃﻮل/
ﺟﺮم واﺣﺪ
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 ﻣﺠﻤﻮع
7.9 19.8 1.7 2.3 8.5 9.5 36
675 675 675 675 675 592 675
ﺟﺮم
ﺳﻄﺢ
10.15 19.08 20 -
ﻃﻮل/ﺳﻄﺢ
563 563 268.5 -
)
(
5332.5 13365 1147.5 1552.5 5737.5 5624 24300
5714.45 10742.04 5370 78885.49
) (
) (
1.35 3.14 2.73 5.3 5.77 5.77 10.89
1.67 0.77 -3.71 -2.16 -0.09 3.13 2.68
-
-
0.88 9.54 10
)
-0.17 4.83 -0.17
.
(
7198.875 41966.1 3132.675 8228.25 33105.38 32450.48 264627 5028.716 102479.1 53700 551916.5
≅ 78.9 = 1.82
)
.
(
8905.275 10291.05 -4257.225 -3353.4 -516.375 17603.12 65124
-971.4565 51884.0532 -912.9 143796.142
= 78885.49 = 7.0 ,
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻪ وزن ﺑﺎم وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ ﻧﯿﺰ اﺿﺎﻓﻪ ﺷﻮد در ﻧﺘﯿﺠﻪ وزن اﯾﻦ ﻃﺒﻘﻪ و ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم آن ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ دﺳﺘﺨﻮش ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ: = 14.56
= 14050 + 0.4 × 1275 = 14560وزن ﺧﺮﭘﺸﺘﻪ
= 78.9 + 14.56 = 93.4 78.9 × 7 + 14.56 × 5.77 = = 6.81 78.9 + 14.56
78.9 × 1.82 + 14.56 × 3.13 = 2.02 78.9 + 14.56
=
18
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ وزن ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن = 87.62 + 98.5 + 88.2 + 93.4 = 367.72 ton................
∑=
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0916 × 367.72 = 33.68 ton...........................................................
.W
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ = 0.0825 × 367.72 = 30.34 ton..........................................................
.W
اﯾﻦ اﻋﺪاد در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
W
367.72
33.68
30.64
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
411.35
37.68
33.94
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
11.87
11.88
10.77
=
W
=
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت
72.82 144.16 170.76 135.65 523.38
در اﯾﻦ ﺟﺪول
80.83 160.01 189.54 150.55 580.93
30.34 27.72 21.35 12.56
33.68 30.77 23.69 13.94
2.62 6.38 8.79 12.56 30.34
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮش ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ iدر اﻣﺘﺪاد xو
ﺑﺮﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ اﺳﺖ(
2.91 7.08 9.75 13.94 33.68
0.09 0.21 0.29 0.41 1.00
∑
Story 2.40 5.20 8.00 10.80
210.29 512.20 705.60 1008.72 2436.81
87.62 98.50 88.20 93.40 367.72
ST1 ST2 ST3 ST4 Sum
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك ﻃﺒﻘﻪ iﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺮش در راﺳﺘﺎي xﻣﯿﺒﺎﺷﺪ) .اﻋﺪاد ﺟﺪول
ﮐﻨﺘﺮل واژﮔﻮﻧﯽ
واژﮔﻮﻧﯽ در ﺟﻬﺖ yﺑﻪ ﺟﻬﺖ ﮐﻮﺗﺎﻫﺘﺮ ﺑﻮدن ﺑﻌﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ اﺳﺖ .در اداﻣﻪ واژﮔﻮﻧﯽ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ و ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮد. .
= 367.72 × min (4.97 + 1.7), (5.03 − 1.7) = 1244.5 .
= 523.38
1244.5 = 2.34 > 1.75 523.38
=
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻘﺎوم
∶ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺤﺮك
∶ .ﺿﺮﯾﺐ اﻃﻤﯿﻨﺎن
19
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﺿﺮﺑﺪري:
2
ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي 8ﺑﺎز: ) ℎ ( −2 12
ﮐﻪ در رواﺑﻂ ﻓﻮق: = ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
+
=
+2
=
2
= ﻃﻮل ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﺗﺼﻮﯾﺮ اﻓﻘﯽ ﻫﺮ ﻗﻄﺮ
= ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽ ﺗﯿﺮ
= ﻃﻮل دﻫﺎﻧﻪ ﺗﯿﺮ
= ℎارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﻪ
4
5
C11
C9
C7
C8
BR-1
BR-5
BR-4
C6
B
C4
C5
C3 C2
C1
اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺮاي ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ:
ﺑﺎدﺑﻨﺪ :1 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :2 ﺑﺎدﺑﻨﺪ :3
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27
= 2 × 13.5 = 27 , = 40.5
= 2.6 ,
= 6.7 ,
= 2.6 , = 3264
,
,
,
C
BR-3
-2 BR
2
3 C10
1
= 3.8
= 7.2 ,
= 3.13 = 1.45
A
20
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺑﺎدﺑﻨﺪ 4و:5 = 2 × 13.5 = 27 = 28.5
,
= 3.4 ,
= 1940
,
,
= 3.0
= 1.2
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎدﯾﺮ و ﻓﺮﻣﻮﻟﻬﺎي ﻓﻮق ﻣﻘﺪار ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﻗﺎب را ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ،آﻧﮕﺎه ﮐﻮﭼﮑﺘﺮﯾﻦ ﺳﺨﺘﯽ را ﺑﺮاﺑﺮ واﺣﺪ در ﻧﻈﺮﻣﯽ
ﮔﯿﺮﯾﻢ و ﺑﻘﯿﻪ را ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ آن ﻣﯽﻧﻮﯾﺴﯿﻢ:
=1
30 = 10.27
80 = 4.74 × 10
= 1.48
60 = 3.42
= 14 ×
) = 6.64 × 10
(
)
(
= 6.49 × 10
×
)
= 4.89 × 10
) = 7 × 10
×
(= ) )
= 6.49 × 10
ﺗﻮﺟﻪ :1از ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ 2در راﺳﺘﺎي ، xﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ زاوﯾﻪ زﯾﺎدي ﮐﻪ ﺑﺎ آن دارد ﻣﯿﺘﻮان ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
(
(
(
ﺗﻮﺟﻪ :2ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻃﺒﻘﺎت و ﻣﻘﻄﻊ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﻣﺘﻔﺎوت ﺑﺎدﺑﻨﺪﯾﻬﺎ ،ﺳﺨﺘﯽ ﻫﺮ ﺑﺎدﺑﻨﺪ در ﻃﺒﻘﺎت و ﺑﺎﻟﺘﺒﻊ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻃﺒﻘﺎت ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻔﺎوت ﺟﺰﺋﯽ دارﻧﺪ ﻣﺎ در اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت از اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺗﻤﺎم ﻃﺒﻘﺎت را
ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﻫﻤﯿﻦ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ.
ﺗﻮﺟﻪ :3ﺳﺨﺘﯽ ﯾﮏ ﻋﻀﻮ در اﻣﺘﺪادي ﮐﻪ ﺑﺎ آن زاوﯾﻪ αﻣﯽﺳﺎزد ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: =
ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ
14 × 5.77 + 10.27 × 15.65 = 9.95 14 + 10.27
1 × 2.52 + 1.48 × 3.23 × 2 + 3.42 × 3.23 = 2.6 2.52 + 1.48 × 2 + 3.42
= =
در ﺟﺪول زﯾﺮ ﻣﺮﮐﺰ ﺳﺨﺘﯽ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه ﺗﻮﺳﻂ ﻧﺮماﻓﺰار و اﺧﺘﻼف آﻧﺮا ﺑﺎ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ آﻣﺪه اﺳﺖ: ﻋﻨﻮان ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ
9.95
2.6
ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي
9.737
1.803
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
2.14
30.6
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه ﻧﺎﺷﯽ از ﺳﺎدهﺳﺎزﯾﻬﺎي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ از ﺟﻤﻠﻪ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎب ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮﻣﻬﺎﯾﯽ ﻫﻢ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﺑﺪﺳﺖ آوردﯾﻢ ﻣﯿﺘﻮان ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ و در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻧﺎﺷﯽ از آن را ﺑﺪﺳﺖ
آورد:
ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
| = 0.94
−
|=
21
ﻓﺼﻞ اول -ﺑﺎرﮔﺬاري = | − | + 0.05 × 10 = 1.44 × = 1.44 ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺎ اﻋﻤﺎل 5درﺻﺪ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ در راﺳﺘﺎي x
| = 2.8
−
|=
= | − | + 0.05 × 19 = 3.75 × = 3.75
ﺣﺎل ﺑﺎ داﺷﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ و ﻟﻨﮕﺮ ﭘﯿﭽﺸﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﺳﻬﻢ ﻫﺮ ﮐﺪام از ﻗﺎﺑﻬﺎ را در ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺪﺳﺖ آورد.
اﻟﺒﺘﻪ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺗﻮﺳﻂ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎ )دﯾﻮار
ﺑﺮﺷﯽ ﯾﺎ ﺑﺎدﺑﻨﺪ( ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض ﻣﺎ ﻫﻢ –در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ -ﺳﺨﺘﯽ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ را ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻪ و ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ دﻫﺎﻧﻪﻫﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ دارﻧﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در اداﻣﻪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ در اﻣﺘﺪاد xرا ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎرﺑﺮ اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺗﻘﺴﯿﻢ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
(∑
)
±
∑
) = 14 × (9.95 − 5.75) + 10.27 × (15.77 − 9.95) + 1 × (2.6 − 2.52) + 2 × 1.48 = 0.59
× (3.25 − 2.6) + 3.42 × (3.21 − 2.6) = 597.36
)× (9.95 − 5.75 )= (0.58 + 0.01 (∑ )
1.44
ﯾﻌﻨﯽ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ 59 ، xدرﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب Cو 41درﺻﺪ آن ﺑﻪ ﻗﺎب 5ﻣﯽرﺳﺪ.
±
14 + 10.27
= 0.41
=
(
= 14
)= (1 − 0.59
ﻓﺼﻞ دوم
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ )روش ﯾﮑﺪﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ( ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ )روش ﭘﺮﺗﺎل(
ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺮاي ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺣﺎﺻﻞ از آن ﺿﻮاﺑﻂ ﻻزم ﺑﺮاي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي و اﮔﺮا ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن
23
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻣﻘﺪﻣﻪ
در اﯾﻦ ﻓﺼﻞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﻪ ﻫﻤﺮاه اﺻﻮل ﮐﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﺮاي ﮐﻞ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن اراﺋﻪ ﻣﯽﮔﺮدد.
در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ،ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ از روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﺷﺪه اﺳﺖ .اﯾﻦ روش ﺑﯿﺎن ﻣﯽﮐﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﯽﺗﻮان در ﯾﮏ ﻗﺎب ﺑﺎ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ در ﻫﺮ دﻫﺎﻧﻪ در ﻓﺎﺻﻠﻪاي ﺑﻪ اﻧﺪازه ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ از ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺗﯿﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﺗﺸﮑﯿﻞ ﻣﯽﺷﻮد )ﻟﻨﮕﺮ
ﺻﻔﺮ اﺳﺖ( ﺑﻨﺎ ﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ دو ﺳﺮ ﺳﺎده ﺑﻪ ﻃﻮل 0.8lو دو ﺗﺎ ﺗﯿﺮ ﻃﺮه در ﻃﺮﻓﯿﻦ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.1lﻣﯽﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﺗﮑﯿﻪﮔﺎﻫﯽ ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
) (0.8 = 0.08 ﻣﯿﺎﻧﯽ 8 ) (0.1 ) (0.8 0.09 = + × 0.1 = ﺗﮑﯿﻪ ﮔﺎﻫﯽ 2 2 2 ﺑﺎ اﯾﻦ اﻋﺪاد ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎﯾﯽ و ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ ،ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﻨﺪ ﺳﭙﺲ ﻟﻨﮕﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ را ﺑﺎ رﻋﺎﯾﺖ اﺻﻮل زﯾﺮ ﺑﯿﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ: =
ﻫﺮﮔﺎه دو ﺗﯿﺮي ﮐﻪ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﯿﺎﻧﯽ ﻣﺘﺼﻞ ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ داراي ﻃﻮل ﯾﮑﺴﺎن و ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﮔﺬاري ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ ﺑﺎ ﺷﺪت ﯾﮑﺴﺎن ﺑﺎﺷﺪ ﺳﺘﻮن ﻣﺰﺑﻮر
ﺗﺤﺖ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار ﻧﻤﯽﮔﯿﺮد .در ﻏﯿﺮ اﯾﻨﺼﻮرت ﻟﻨﮕﺮي ﮐﻪ از ﻃﺮف ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﻣﻨﺘﻘﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺨﺘﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ وﭘﺎﯾﯿﻦ ،ﺑﯿﻦ
آﻧﻬﺎ ﺗﻮزﯾﻊ ﻣﯽﮔﺮدد .ﺑﺮاي ﻣﺜﺎل ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻫﻤﻮاره ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﻟﻨﮕﺮ ﻗﺮار دارﻧﺪ .ﻫﺮﮔﺎه ﻟﻨﮕﺮ اﻧﺘﻬﺎي ﺗﯿﺮ و ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي اﻧﺘﻬﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ و ﺗﺤﺘﺎﻧﯽ در اﺗﺼﺎل ﮐﻨﺎري ﺑﺎﺷﻨﺪ ﻣﯽﺗﻮاﻧﯿﻢ ﺑﻨﻮﯾﺴﯿﻢ:
و از ﺗﻌﺎدل ﻫﻢ دارﯾﻢ:
+
;
= +
+ =
=
24
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي ﺣﺎل اﮔﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﻣﻤﺎن اﯾﻨﺮﺳﯽﻫﺎي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﺑﺎﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ آﻧﮕﺎه: =
=
→
, = + + ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﻓﻮق ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺛﻘﻠﯽ در ﺟﺪول و ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ. ML
MD
L.L.
D.L.
Length
BEAM
STORY
0 0 0 197 0 0 0 454 0 0 0 454 0 0 0 454
211 76 378 1166 532 192 954 1817 532 192 954 1817 532 192 954 1817
0 0 0 130 0 0 0 300 0 0 0 300 0 0 0 300
250 250 250 770 630 630 630 1200 630 630 630 1200 630 630 630 1200
4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8 4.33 2.6 5.8 5.8
B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16 B13 B14 B15 B16
ST4 ST4 ST4 ST4 ST3 ST3 ST3 ST3 ST2 ST2 ST2 ST2 ST1 ST1 ST1 ST1
ﺟﺪول -1ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده 1166
378
1166
378
788
1166
908.5
76
302
431.5
381 954
1817
1817
76
211
211 211
135
192
192
266 532
170 532
954 908.5
381
431.5
431.5
908.5
381 954
1817
1817
954
908.5
398
839
954
489
192
192
232
266
245 532
157 532 183
286
92
205 B15
C10
170
410
465
B16 C11
352 954
1817
978
192
192
266 532
170 532
381
431.5
1817
170
266
B14 C9
C8
143 B13
C7
ﺷﮑﻞ -3ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده ﺑﺮ اﺳﺎس روش ﯾﮏ دﻫﻢ دﻫﺎﻧﻪ
ﺑﺮاي ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺮده ﻫﻢ اﺳﺎس روش ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺑﻪ ﺻﻮرت ﯾﮏ ﻧﺴﺒﺖ ﺳﺎده ﻣﯽﺗﻮان ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﺮاي ﻫﻤﯿﻦ دﻫﺎﻧﻪ ،ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ
ﺑﺪﺳﺖ آورد:
25
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه =
ﮐﻪ در اﯾﻦ راﺑﻄﻪ qﻣﻘﺪار ﺑﺎر ﺧﻄﯽ ﺑﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮ اﺳﺖ.
ﺑﺮاي ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب ﺗﺤﺖ اﺛﺮ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﻓﺮض ﮐﻨﯿﻢ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ و ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﻫﻢ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ .ﺑﺮ اﯾﻦ اﺳﺎس اﺑﺘﺪا ﮐﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ را ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺮ اﺳﺎس رواﺑﻂ ﺗﻌﺎدل ﻧﯿﺮوي اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي را ﺑﻪ
دﺳﺖ ﻣﯽآورﯾﻢ ﺳﭙﺲ 30درﺻﺪ ﺑﺎر را ﺑﻪ ﻗﺎب اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ و ﺑﺎ روش ﭘﺮﺗﺎل اﯾﻦ ﻗﺎب را ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .در ﻗﺎب Cﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ در ﻓﺼﻞ ﻗﺒﻞ ﺑﯿﺎن ﺷﺪ اﯾﻦ ﻗﺎب ﺣﺪود 59درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ در راﺳﺘﺎي xﺗﺤﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
ﻟﺬا ﺟﻬﺖ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻓﻮق و اﯾﻦ ﻓﺮض ﮐﻪ ﮐﻞ ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ﺗﺤﻤﻞ ﺷﻮﻧﺪ دارﯾﻢ: = FBrace-Etabs 3.25 7.72 11.56 12.58
FBrace 6.03 10.25 13.31 14.57
Vc 8.23 13.98 18.16 19.88
⟶F
cos47 − V = 0
30%Fc 2.47 1.73 1.25 0.51
ﺟﺪول -2ﺗﻮزﯾﻊ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﯿﻦ ﻗﺎﺑﻬﺎ
Fc 8.23 5.75 4.18 1.71 20.49
Fix 13.94 9.75 7.08 2.91 33.68
⟶ 2F
=0
∑
Story ST4 ST3 ST2 ST1 SUM
در ﺟﺪول ﻓﻮق FBraceﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ در اﺛﺮ اﻋﻤﺎل ﮐﻞ ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ Fc ،ﺳﻬﻢ ﻧﯿﺮوي ﻗﺎب Cاز ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و
30%Fcﻧﯿﺰ ﺳﯽ درﺻﺪ از ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،در ﺳﯿﺴﺘﻤﻬﺎي دوﮔﺎﻧﻪ ﺑﺎﯾﺴﺘﯽ ﻣﺠﻤﻮﻋﻪ ﻗﺎب ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺣﺪاﻗﻞ 30 درﺻﺪ ﻧﯿﺮوي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮﻧﺪ.
ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ در ﺳﺘﻮن آﺧﺮ ﺟﺪول ﻓﻮق ﻫﻢ ،ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻣﻮرد ﻧﻈﺮ در اﺛﺮ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ Exاز ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮماﻓﺰار ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﺷﻮد ﺑﺎ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺗﻔﺎوت ﭼﻨﺪاﻧﯽ ﻧﻤﯽﮐﻨﺪ و ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﻧﺎدﯾﺪه ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺳﺨﺘﯽ ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب در ﺗﺤﻤﻞ
ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ،ﮐﻤﯽ ﻣﺤﺎﻓﻈﻪﮐﺎراﻧﻪﺗﺮ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺑﻌﺪ از اﻧﺠﺎم ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﻧﺮماﻓﺰار ﮐﻪ ﺳﻬﻢ ﺑﺮش ﻗﺎب Cدر ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي Exﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﻋﺪد 19.05 tonرا ﻧﺸﺎن داد ﮐﻪ ﺑﺎ ﻋﺪد
ﺣﺎﺻﻞ از ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ 20.49 tonﺣﺪود %7ﺗﻔﺎوت دارد .اﯾﻦ دﻗﺖ ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت دﺳﺘﯽ ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً زﻣﺎﻧﯽ ﮐﻪ ﺧﻄﺎ در ﺟﻬﺖ اﻃﻤﯿﻨﺎن ﺑﺎﺷﺪ.
26
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
3 6.0
8.23 t
P=4.41 47°
.25 10
5.75 t
P=16.32
.31 13
4.18 t
P=33.55 47°
.57 14
1.71 t
P=53.22 43°
C11
C9
C10 5.90
C7
C8
5.70
4.33
2.60
ﺷﮑﻞ -4ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري اﻋﻀﺎي ﺑﺎدﺑﻨﺪي و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﻞ
0.53
0.52
0.53
0.52
1.06
0.53 P=0.18 0.53 1.43
P=0.00 1.06 1.42
1.43
0.90
1.42
0.90 2.06
P=0.00 1.79 2.06
2.06
2.06
P=0.71 1.16 2.25
P=0.01 2.33 2.26
2.25
2.18
1.09 P=0.78
P=0.00
P=0.00 B16
0.67 P=-0.49
1.07 1.53
0.93
0.67 1.25 t
1.54 0.87
1.39 P=-0.71
0.87
1.39 1.69
1.01
0.51 t
1.69 0.82
1.31
1.58 B15
C10
1.06
P=0.00
P=-0.78 0.82
1.31 B14
C9
1.73 t
1.07
1.58
2.18
1.09
0.64
0.39
P=-0.01 1.69 1.01
2.26
P=-0.18 0.63 1.06
1.69
P=0.00
0.39
P=0.00 1.30 0.93
2.33
1.16
0.63
1.30
P=0.00
0.39
P=0.00 0.76 0.64
1.79
P=0.49
0.24
0.76
P=0.00
C11
0.24
0.39
2.47 t
B13 C8
ﺷﮑﻞ -5ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻗﺎب Cﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﻪ روش ﭘﺮﺗﺎل
C7
27
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻗﺒﻼً ﻫﻢ ﮔﻔﺘﻪ ﺷﺪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ،ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در اﯾﻦ روش ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﺳﺎزه ﺑﺮ اﺛﺮ
»ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ« ﻧﺎﺷﯽ از زﻟﺰﻟﻪ از ﺧﻮد ﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﺪ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﮔﺮدد .اﯾﻦ روﺷﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800ﺷﺎﻣﻞ روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ« و
روش »ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ زﻣﺎﻧﯽ« اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از روش ﺗﺤﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد .آﺛﺎر ﺣﺮﮐﺖ زﻣﯿﻦ ﺑﻪ ﯾﮑﯽ از ﺻﻮرﺗﻬﺎي »ﻃﯿﻒ ﺑﺎزﺗﺎب ﺷﺘﺎب« و ﯾﺎ »ﺗﺎرﯾﺨﭽﻪ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد« و ﯾﺎ از » ﻃﯿﻒ ﻃﺮح وﯾﮋه ﺳﺎﺧﺘﮕﺎه« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد و ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده از ﻫﺮ ﮐﺪام از اﯾﻦ ﻃﯿﻔﻬﺎ ﺑﺮاي ﮐﻠﯿﻪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎ ،اﺧﺘﯿﺎري اﺳﺖ .در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ از ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺑﺎزﺗﺎب دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺳﺎزه ،ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﻨﺪ 4-3-2ﻋﻤﻞ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ﺧﺎك زﻣﯿﻦ ﻣﺤﻞ اﺣﺪاث ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن از ﻧﻮع ﭼﻬﺎر IVﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻣﺮﺑﻮﻃﻪ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ: 0 ≤ T ≤ 0.15 0.15 ≤ T ≤ 1 T≥1
1 + 11.67 2.75 = 2.75
= 1.75
≤0≤T
= 0.15 ,
=1 ,
⎧1 + ⎪ = 1+ ⎨ )⎪ ( + 1 ⎩
≤≤T
≥T
اﯾﻦ راﺑﻄﻪ ﭼﻨﺪ ﺿﺎﺑﻄﻪاي ﯾﮏ ﻧﻤﻮدار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺟﻬﺖ اﺳﺘﻔﺎده در ﻃﯿﻒ ﻃﺮح اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽدﻫﺪ ﮐﻪ در زﯾﺮ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯽﮐﻨﯿﺪ:
ﺷﮑﻞ -6ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب زﻣﯿﻦ ﻧﻮع ﭼﻬﺎر
ﺑﻌﺪ از ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻃﯿﻒ اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ ، 2-1-4-2ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺎزﺗﺎب ) (Bﺑﺎﯾﺪ در ﻧﺴﺒﺖ ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح ،Aﺿﺮﯾﺐ اﻫﻤﯿﺖ Iو ﻋﮑﺲ ﺿﺮﯾﺐ رﻓﺘﺎر 1/Rﺿﺮب ﺷﻮد .اﯾﻦ ﺿﺮاﯾﺐ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﻪ ﻋﻨﻮان SCALE FACTORﯾﺎ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس ﺷﻨﺎﺧﺘﻪ ﻣﯽﺷﻮد
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﻪ ﻧﻈﺮ ﻣﯽرﺳﺪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در ﮐﺎرﺑﺮد ﻟﻔﻆ »ﻧﺴﺒﺖ« ﺑﺮاي ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎ اﺑﻬﺎﻣﺎﺗﯽ وﺟﻮد دارد .زﯾﺮا ﺑﺮ اﺳﺎس وﯾﺮاﯾﺶ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﯾﻦ
ﻟﻔﻆ ﻧﯿﺎﻣﺪه اﺳﺖ و ﺑﺮ اﺳﺎس آﻧﭽﻪ در ﮐﺘﺐ و ﻣﻘﺎﻻت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ،ﻫﻢ ﺑﺎﯾﺪ ﺷﺘﺎب ﮔﺮاﻧﺶ اﻋﻤﺎل ﺷﻮد ﻟﺬا ﺑﻬﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ در آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﻗﺴﻤﺖ ﻓﻘﻂ از ﻋﺒﺎرت »ﺷﺘﺎب ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮح« اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﺪ.
0.3 × 1 × 9.81 = 0.2943 10
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
28
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي 0.3 × 1 × 9.81 = 0.327 9
اﺻﻼح ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎ
=g
R
= ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-4-2-4-2در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﮐﻤﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل
ﺑﺎﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﻧﺎﻣﻨﻈﻢ در ﻧﺴﺒﺖ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮب ﺷﻮد و ﺑﺎزﺗﺎﺑﻬﺎي ﺳﺎزه ﻣﺘﻨﺎﺳﺐ ﺑﺎ آﻧﻬﺎ اﺻﻼح ﮔﺮدد .اﻋﻤﺎل اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺎ ﺿﺮب ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در ﻧﺴﺒﺖ ﻣﺬﮐﻮر اﻋﻤﺎل ﻣﯽﺷﻮد:
اﯾﻦ اﺻﻼﺣﺎت ﺗﺎ زﻣﺎﻧﯿﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ AI × = gﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس اﺻﻼﺣﯽ R ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ
از ﯾﮏ ﺑﺰرﮔﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ اداﻣﻪ ﻣﯿﺎﺑﺪ .ﮐﻪ ﻣﻌﻤﻮﻻً ﺑﻌﺪاز ﯾﮏ ﺑﺎر ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ
روﻧﺪ ﻧﯿﺴﺖ .در زﯾﺮ ﺟﺪول ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ واﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و اﺻﻼح ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس آﻣﺪه اﺳﺖ: آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.000 1.000
FY
0 27010 -33970 33960
آﻧﺎﻟﯿﺰ اول FX
-37720 37720 0 20980
LOAD EX SPX EY SPY
ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ 1.688 1.457
ﺟﺪول -3ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ و ﻧﺴﺒﺖ آﻧﻬﺎ
FY
0 16000 -33970 23310
FX
-37720 22350 0 14400
LOAD EX SPX EY SPY
ﻫﻤﺎﻧﻄﻮر ﮐﻪ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﻣﯿﺸﻮد در آﻧﺎﻟﯿﺰ اول ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ اﺳﺖ )در ﺟﻬﺖ xﺣﺪود 69
درﺻﺪ و در ﺟﻬﺖ yﺣﺪود 46درﺻﺪ( اﻣﺎ ﺑﻌﺪاز اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس در آﻧﺎﻟﯿﺰ دوم ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ در دو ﺟﻬﺖ ﺑﺎ ﻫﻢ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﺑﺮاﺑﺮ ﺷﺪهاﻧﺪ. اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﻨﺪ 5-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800در روش ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ ﺑﺎﯾﺪ اﺛﺮات ﭘﯿﭽﺶ و ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل اﻋﻤﺎل ﻧﻤﻮد .ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻫﻢ اﯾﻦ اﺛﺮات ﺑﺎ ﻣﻌﺮﻓﯽ دو ﺑﺎر SPXTو SPYTﺑﺮاي ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ 5درﺻﺪ اﻋﻤﺎل ﺷﺪهاﻧﺪ.
ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ آﻧﮑﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت از 1/2ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اﻋﻤﺎل ﺿﺮﯾﺐ ﺑﺰرﮔﻨﻤﺎﯾﯽ در ﭘﯿﭽﺶ اﺗﻔﺎﻗﯽ ﻧﯿﺴﺖ.
29
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه RATIO
AVERAGE
MAXIMUM
DIR
LOAD
STORY
1.092
0.0034
0.0037
X
EX
ST2-TIR
1.159 1.132 1.056 1.109 1.133 1.146 1.138 1.111 1.145 1.185 1.202 1.093 1.083 1.092 1.09
1.146 1.175 1.203 1.213 1.146 1.175 1.198 1.203
0.0075 0.0056 0.0013 0.0145 0.0114 0.007
0.0024 0.0086 0.0065 0.004
0.0015 0.0107 0.0082 0.0051 0.0018 0.0093 0.0072 0.0044 0.0015 0.0162 0.0127 0.0078 0.0027
0.0087 0.0063 0.0014 0.0161 0.0129 0.0081 0.0028 0.0095 0.0074 0.0048 0.0019 0.0117 0.0089 0.0056 0.0019 0.0107 0.0085 0.0053 0.0018 0.0185 0.0149 0.0094 0.0032
X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
X X X X Y Y Y Y
EX EX EX EY EY EY EY
ST4-TIR
ST3-COMP ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
SPX
ST4-TIR
SPX
ST1-COMP
SPX SPX SPX SPX SPX SPX SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY SPY
ﺟﺪول -4ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎﻧﻬﺎي ﺑﯿﺸﯿﻨﻪ و ﻣﯿﺎﻧﮕﯿﻦ ﻃﺒﻘﺎت ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ
ST3-COMP ST2-TIR ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP ST4-TIR
ST3-COMP ST2-TIR
ST1-COMP
ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن
ﺑﺮاﺳﺎس ﺑﻨﺪ 1-2-4-2آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 280ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن در ﻫﺮ ﯾﮏ از اﻣﺘﺪادﻫﺎي ﻣﺘﻌﺎﻣﺪ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﺣﺪاﻗﻞ 3ﻣﺪ اول ﻧﻮﺳﺎن ،ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/4ﺛﺎﻧﯿﻪ و ﯾﺎ ﺗﻤﺎم ﻣﺪﻫﺎي ﻧﻮﺳﺎن ﮐﻪ ﻣﺠﻤﻮع ﺟﺮمﻫﺎي ﻣﺆﺛﺮ در آﻧﻬﺎ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 90درﺻﺪ
ﺟﺮم ﮐﻞ ﺳﺎزه اﺳﺖ ،ﻫﺮ ﮐﺪام ﮐﻪ ﺗﻌﺪادﺷﺎن ﺑﯿﺸﺘﺮ اﺳﺖ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﻌﺮﯾﻒ دﯾﺎﻓﺮاﮔﻢ ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﻃﺒﻘﺎت ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻘﻂ ﺳﻪ درﺟﻪ آزادي ) 2ﺗﺎ اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ و 1دوراﻧﯽ( دارد ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان ﺑﺼﻮرت اﺣﺘﯿﺎط آﻣﯿﺰ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎ را ﺳﻪ ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻌﺪاد ﻃﺒﻘﺎت ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻧﻤﻮد ﯾﻌﻨﯽ 12ﺗﺎ.
30
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺿﺮاﯾﺐ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ SumRZ 1.8374 68.6644 78.6788 78.989 91.0404 91.2836 92.161 95.2562 95.5079 99.8113 99.8633 99.9551
SumUY 63.7048 63.7907 80.2641 89.2606 89.4045 92.3628 94.7583 94.8285 98.9798 99.1403 99.5918 99.9876
SumUX 13.4728 22.9627 77.4949 79.8802 82.8597 83.4459 94.0631 94.6365 95.3461 95.3729 98.2739 99.8973
ﭘﺮﯾﻮد
ارﺗﻌﺎﺷﯽ Period 0.720521 0.607134 0.375898 0.24111 0.198168 0.132512 0.130446 0.109563 0.087796 0.077079 0.075194 0.060989
ﺟﺪول -5زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب و درﺻﺪ ﺟﺬب ﺟﺮم ﺗﺠﻤﻌﯽ ﻣﺪﻫﺎ
ﻣﺪ ارﺗﻌﺎﺷﯽ Mode 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
در ﺟﺪول ﻓﻮق Rﻧﻤﺎد آزادي دوراﻧﯽ و Uﺑﯿﺎﻧﮕﺮ آزادي اﻧﺘﻘﺎﻟﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺟﺪول ﻓﻮق ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻌﺪاد ﻣﺪﻫﺎي در ﻧﻈﺮ
ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﺪه ﮐﺎﻓﯿﺴﺖ.
روش ﺗﺤﻠﯿﻞ در ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ
در ﻣﻮاردي ﮐﻪ ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ زﻟﺰﻟﻪ ،از ﺳﯿﺴﺘﻢ ﺳﺎزهاي دوﮔﺎﻧﻪ و ﯾﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد ،ﺑﺎﯾﺪ 25درﺻﺪ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ ﺑﻪ دﺳﺖ آﻣﺪه از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ را ﺑﻪ ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﺳﯿﺴﺘﻢ دوﮔﺎﻧﻪ اﺛﺮ داد و ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ اﯾﻦ ﺑﺮش را در ارﺗﻔﺎع را ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻃﯿﻔﯽ و ﯾﺎ ﺑﺎ اﺳﺘﻔﺎده از ﺗﺤﻠﯿﻞ اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ ﻣﻌﺎدل ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻧﻤﻮد.
ﺑﺮاي رﻋﺎﯾﺖ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﻓﻮق ،در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺿﺮﯾﺐ ﻣﻘﯿﺎس را در 0/25ﺿﺮب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺑﻪ ﻣﻌﻨﺎي ﺗﻘﻠﯿﻞ ﺑﺮش ﭘﺎﯾﻪ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد ﭘﺲ از آن ﻣﺠﺪداً ﺗﺤﻠﯿﻞ و ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺮاي ﺗﻨﺸﻬﺎي وارده ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﻨﺪ.
ﻧﺘﯿﺠﻪاي ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﻧﺸﺎن داد اﯾﻦ ﺑﻮد ﮐﻪ ﺑﺠﺰ ﻋﺪه ﻣﺤﺪودي از ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻫﻤﮕﯽ در ﻣﻘﺎﺑﻞ اﻋﻤﺎل 25درﺻﺪ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﮐﻤﺘﺮ از ﯾﮏ داﺷﺘﻨﺪ ﺑﺮاي اﺻﻼح اﯾﻦ ﭼﻨﺪ ﻋﻀﻮ ﻣﻘﻄﻊ آﻧﻬﺎ را ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﯽدﻫﯿﻢ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻬﺎﯾﯽ اﻧﺘﺨﺎب ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ.
ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ در زﯾﺮ ﻣﻘﻄﻊ دو ﺳﺘﻮن در ﻃﺒﻘﻪ ﻓﻮﻗﺎﻧﯽ 2IPE180C18ﯾﻌﻨﯽ زوج IPE180ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 18ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﯿﺴﺖ:
31
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﺷﮑﻞ -7ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﻣﻘﺎﻃﻊ اوﻟﯿﻪ
ﺑﺎ اﻓﺰودن ﯾﮏ ورق ﺳﺮاﺳﺮي ﺑﻪ ﭘﻬﻨﺎي 22ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ ﺟﺎن اﯾﻦ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻘﻄﻊ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد:
ﺷﮑﻞ -8ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ اﻋﻀﺎ ﺗﺤﺖ 30درﺻﺪ ﺑﺎر ﺟﺎﻧﺒﯽ و ﺑﺎ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﻘﺎﻃﻊ
ﺑﺪﯾﻨﺴﺎن ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﯿﻦ ﮐﻠﯿﻪ اﻋﻀﺎ ﮐﻨﺘﺮل ﺧﻮاﻫﺪ ﺷﺪ و ﻫﺮ ﻋﻀﻮي ﮐﻪ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﻧﺒﺎﺷﺪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد .اﯾﻦ اﻋﻀﺎ در ﺟﺪول ﻧﺸﺎن داده
ﺷﺪهاﻧﺪ:
ﺷﻤﺎره اﻋﻀﺎ C11 C10 B15
ﻃﺒﻘﻪ
ﻣﻘﻄﻊ اوﻟﯿﻪ
ﻣﻘﻄﻊ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﯾﺎﻓﺘﻪ
2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 2IPE180C18W220X8 2IPE180C18 ST2,ST3 IPE200 IPE180 ST2,ST3
32
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﻐﯿﯿﺮﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﻧﺴﺒﯽ واﻗﻌﯽ ﻃﺮح در ﻣﺤﻞ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﺮم ﻫﺮ ﻃﺒﻘﻪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎدﯾﺮ زﯾﺮ ﺑﯿﺸﺘﺮ ﺷﻮد.
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
ﺑﺮاي ﺳﺎﺧﺘﻤﺎﻧﻬﺎي ﺑﺎ زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب اﺻﻠﯽ ﺑﯿﺸﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ
∆ ≤ 0.025
∆ ≤ 0.02 از ﻃﺮﻓﯽ ∆ ∆ = 0.7 .ﻟﺬا ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ DRIFTاز راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ: 0.025 0.7 0.05 ≤ 0.7
≤
≤ 0.7
≥ 0.7
∆
→
=
در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ،زﻣﺎن ﺗﻨﺎوب ﮐﻤﺘﺮ از 0/7ﺛﺎﻧﯿﻪ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺑﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ: 0.025 0.025 = = 3.97 × 10 0.7 0.7 × 9
0.025 0.025 = = 3.57 × 10 0.7 × 10 0.7
ﻣﻘﺎدﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه از ﻧﺮم اﻓﺰار اﻋﺪاد زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: DriftY
0.000754 0.0011
0.000856 0.00126
0.000701 0.001314 0.000335 0.000802 0.002205
DriftX 0.000856 0.000773 0.000934 0.000967 0.000838 0.001043 0.000571 0.000772 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 1.43 1.43 1.43 -4.88 0 1.43 1.43 -4.88 0
X 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 12.63 12.63 12.63 1.71 0.851 12.63 12.63 1.71 0.851
(
≤ )
≤ )
Point 11 11 1 11 11 11 1 11 11 11 1 7 11 11 1 7
(
Load EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX EX EX SPX SPX
ﺟﺪول -6ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻧﺴﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت در اﺛﺮ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ x
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
33
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
DriftY
0.001146 0.001337 0.001723 0.001998 0.001892 0.002205 0.001152 0.001336 0.002205
DriftX 0.00044
0.000812 0.00072
0.001151 0.000781 0.00124
0.000414 0.000767 0.00124
Z 10.8 10.8 10.8 10.8 8 8 8 8 5.2 5.2 5.2 5.2 2.4 2.4 2.4 2.4
Y -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0 -4.88 0
X 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851 1.71 0.851
Point 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7 1 7
ﺟﺪول -7ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در راﺳﺘﺎي y
Load EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY EY EY SPY SPY
Item Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y Diaph D1 X Diaph D1 Y
Story ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST4-TIR ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST3-COMP ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST2-TIR ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP ST1-COMP MAX
ﺑﺎ ﻣﻼﺣﻈﻪ ردﯾﻔﻬﺎي ﻣﺎﮐﺰﯾﻤﻢ در ﻣﯽﯾﺎﺑﯿﻢ ﮐﻪ ﺗﻐﯿﯿﺮ ﻣﮑﺎن ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻃﺒﻘﺎت از ﺣﺪ ﻣﺠﺎز ﺗﺠﺎوز ﻧﻨﻤﻮده اﺳﺖ. ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 16-11-3-10ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ،در ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻗﺎب ،ﺑﺎﯾﺪ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻗﺎب ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي واﮔﺮا ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻧﺎﺷﯽ از ﻋﻨﺎﺻﺮ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ و اﻧﺘﻘﺎل ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ اﻧﺘﻬﺎي ﻗﺎﺑﻬﺎ ،در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻪ ﺷﻮد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ در دﻫﺎﻧﻪ داراي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻧﺒﺎﯾﺪ
ﺳﻘﻒ ﺻﻠﺐ ﺗﻌﺮﯾﻒ ﺷﻮد ﺗﺎ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري در ﺗﯿﺮﻫﺎ اﯾﺠﺎد ﮔﺮدد .اﯾﻦ ﻧﮑﺘﻪ در ﻣﺪﻟﺴﺎزي ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي اﻫﻤﯿﺖ ﺑﺴﺰاﯾﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ دارد.
34
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﮐﻪ ﻣﺒﻨﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر آن ﻣﻘﺪاري ﻣﺘﻔﺎوت از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ اﺳﺖ .در
ﮐﺘﺎﺑﻬﺎي ﻣﻌﻤﻮل در ﺑﺎزار ،ﺑﺮاي ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر در ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﻌﻤﻮﻻً آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ AISC-89را ﺑﻪ ﻋﻠﺖ ﺗﻄﺎﺑﻖ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت
ﺑﺎرﮔﺬاري آن ﺑﺎ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﻣﯽﮐﻨﻨﺪ و از اﯾﻦ رو ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري اﺷﺎرهاي ﺻﺮﯾﺢ ﻧﮑﺮدهاﻧﺪ اﻣﺎ ﻻزم ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺴﺨﻪ ﺳﺎل 89اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻗﺎدر ﺑﻪ درﯾﺎﻓﺖ ﭘﺎراﻣﺘﺮﻫﺎي ﻟﺮزهاي در ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎي واﮔﺮا ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ دﻟﯿﻞ در
اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﮐﻪ در راﺳﺘﺎي yﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﻗﺎب ﺧﻤﺸﯽ وﯾﮋه +ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﯽ ﺑﺎﺷﺪ اﺳﺘﻔﺎده از اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻣﻘﺪور و ﻣﻨﺎﺳﺐ ﻧﯿﺴﺖ .ﻟﺬا ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﻪ ﺻﻮرت ﺟﺪاﮔﺎﻧﻪ ﺑﺮاي آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ UBC97-ASDﮐﻪ ﺿﻮاﺑﻂ ﻟﺮزهاي ﮐﺎﻣﻞ و ﻣﺘﻨﺎﺳﺒﯽ ﺑﺎ ﻣﺒﺤﺚ ﻧﻬﻢ دارد ﺗﻌﺮﯾﻒ
ﺷﺪه اﺳﺖ و از ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﭘﯿﺶﻓﺮض اﯾﻦ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ اﺳﺘﻔﺎده ﻧﺸﺪه اﺳﺖ .ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪه ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮﻧﺪ ،از اﯾﻦ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر COMB50ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي اﺳﺘﺎﺗﯿﮑﯽ و از آن ﺑﻪ ﺑﻌﺪ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎرﻫﺎي ﺗﺤﻠﯿﻞ دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﻻزم
ﺑﻪ ذﮐﺮ اﺳﺖ در ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت ﺑﺎر دﯾﻨﺎﻣﯿﮑﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﺑﺎرﻫﺎي زﻟﺰﻟﻪ ﺑﺎ ﻋﻼﻣﺖ ﻣﺜﺒﺖ و ﻣﻨﻔﯽ وارد ﺷﻮﻧﺪ.
± 0.3 ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3 ± 0.3
± ± + + + + ± ± ± ± ± ±
=1 =2 + = 3, 4, 5, 6 + = 7, 8, 9, 10 + = 11, 12, 13, 14 = 15, 16, 17, 18 = 19, 20, 21, 22 = 23, 24, 25, 26 = 27, 28, 29, 30 = 31, 32, 33, 34 = 35, 36, 37, 38 = 39, 40, 41, 42 = 43, 44, 45, 46 = 47, 48, 49, 50 = 51 + + = 52 + + = 53 + + = 54 + + = 55 + = 56 + = 57 + = 58 +
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﺷﺎﻣﻞ:
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ ..ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮا و اﺗﺼﺎﻻت آن ﺳﺘﻮن
ﺗﯿﺮ
اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮﺳﺘﻮن )(Base Plate
ﭘﯽ ﻧﻮاري
ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﻣﻘﺎﯾﺴﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ و ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي در ﭘﺎﯾﺎن ﻃﺮاﺣﯽ ﻫﺮ اﻟﻤﺎن
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
36
ﻃﺮاﺣﯽ دﺳﺘﯽ
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﻫﻤﮕﺮاي ﻃﺒﻘﻪ اول
ﺑﺮ اﺳﺎس آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﺳﻬﻤﯽ از ﺗﺤﻤﻞ ﻧﯿﺮوي ﺛﻘﻠﯽ ﻧﺪارﻧﺪ ﻟﺬا: ) = 0.75 × 14.57 = 10.93
+
(= 0.75
+
= 14.57 ⟶ = =0
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﻧﺎوداﻧﯽ ﺷﻤﺎره 100را ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﺒﻪﻫﺎي ﺑﺎل آن 1 cmاﺳﺖ ،اﻣﺘﺤﺎن ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻣﺸﺨﺼﺎت اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ و ﻧﺤﻮه ﮐﻨﺘﺮل ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ اﺳﺖ:
)اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻮﺟﻪ داﺷﺖ ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺑﺎزار ﺑﯿﺸﺘﺮاز ﻧﻮع UPAﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ و در اﯾﻦ ﻣﻮرد ﻣﺮاﺟﻌﻪ ﺻﺤﯿﺢ ﺑﻪ ﺟﺪاول ﻣﻘﺎﻃﻊ اﻫﻤﯿﺖ ﻓﺮاواﻧﯽ دارد .ﭼﺮا ﮐﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ ﻣﻮﺟﻮد در ﺟﺪول اﺷﺘﺎل UNPﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﺣﺪود ﯾﮏ ﺷﻤﺎره از UPAﺑﺰرﮔﺘﺮ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﯾﻌﻨﯽ ﻣﺜﻼً ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺎزاري UPA10ﺑﺎ ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ UNP8ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ و ﺑﯽﺗﻮﺟﻬﯽ ﺑﻪ اﯾﻦ اﻣﺮ ﻣﺘﺄﺳﻔﺎﻧﻪ ﻧﺘﯿﺠﻪ
ﺑﺴﯿﺎر ﻧﺎﻣﻄﻠﻮﺑﯽ در ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻃﺮاﺣﯽ ﺧﻮاﻫﺪ داﺷﺖ( .
X
= 3.352
= 52.54
+
=1
= 2 × 10.9 = 21.8
= 3.99 ,
=
= 0.67 ,
=
,
10
= 0.5
1 × 0.5 × 352 = 44.11 3.99 ⟶ 1 × 0.67 × 352 = = 52.54 3.35 =
2 ⎧ ⎪ ⎨ ⎪ ⎩
ﺗﻮﺟﻪ ﺷﻮد ﮐﻪ در ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ ،ﭼﻮن دو ﺳﺮ ﻣﻔﺼﻞ ﻫﺴﺘﻨﺪ ﻟﺬا ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﻣﺆﺛﺮ kﺑﺮاﺑﺮ ﯾﮏ ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد وﻟﯽ از ﻃﺮﻓﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺿﺮﺑﺪري ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻌﺶ در ﮐﻤﺎﻧﺶ درون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.5و در ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺑﺮون ﺻﻔﺤﻪ ﺑﺎ ﻃﻮل 0.67ﮐﻤﺎﻧﺶ ﺧﻮاﻫﺪ ﮐﺮد. ﻻﻏﺮي ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري
ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز
/
= 1221
→ = 131.42
2
=
= 52.54 ,
=
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 2-10-3-10در اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﻗﺎﺑﻬﺎي ﺑﺎ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪﻫﺎي ﻫﻤﮕﺮا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﺸﺎري از راﺑﻄﻪ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد در اﯾﻦ
راﺑﻄﻪ Bﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺎﻣﯿﺪه ﻣﯽﺷﻮد.
37
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 1 = 0.83 ≥ 0.8 ]) _ [1 + (( / ))/(2 /
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ ﺑﺎدﺑﻨﺪ
. .
= 1017
<
,
=
= 0.83 × 1221 = 1017
10.93 × 10 = 501.38 21.8
=
=
=
=
=
⇢
501.38 = 0.49 < 1 1017 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار 0.637ﺑﺮاي ﻣﺠﻤﻮع اﺛﺮات ﺧﻤﺸﯽ ،ﻓﺸﺎري و 0.603ﺑﺮاي اﺛﺮ ﻣﺤﻮري ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺟﺎﻟﺐ آﻧﮑﻪ دﻟﯿﻞ اﯾﻦ ﺗﻔﺎوت ﻧﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﮐﻪ در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﺳﺖ ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺴﯿﺎر ﮐﻤﺘﺮ از ﻣﻘﺪار ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﺪه اﺳﺖ!!!
ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻻﻏﺮي ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل ،ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﻻﻏﺮي ﻣﺠﺎز ﺑﻪ ﺻﻮرت زﯾﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ .اﯾﻦ ﺿﺎﺑﻄﻪ ﺑﺮ اﺳﺎس ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ 2800
اﺳﺖ.
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻟﻘﻤﻪﻫﺎ:
ﯾﻌﻨﯽ در ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﻣﺤﻞ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ و ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه ﯾﮏ ﻟﻘﻤﻪ ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار ﮔﯿﺮد.
= 52.54
> = 123
≤ 123 ⇢ ≤ 168.5
6025
1.37
= =
ﺗﮑﯽ
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
38
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎدﺑﻨﺪ واﮔﺮا ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت زﯾﺮ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﺑﺎدﺑﻨﺪ Br-4ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ در اﯾﻦ ﺑﺎدﺑﻨﺪ IPE220ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺷﺮاﯾﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﻓﺸﺮده را داراﺳﺖ.
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاي ﺑﺮش و ﺧﻤﺶ ﺑﺮاﺳﺎس ﺟﺪول 1-3-10ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
ﻟﺬا ﻣﯽﺗﻮان از
ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد.
/
= 360
= 0.55 = 0.55 × 2400 × 22 × 0.59 = 17133.6 = = 480.27 × 2400 = 1152648 .
< 0.15
= 7.55
→
= 33.4
= 107.63
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺮش ﺣﺎﮐﻢ ﺑﺮ ﻃﺮح اﺳﺖ .و ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ آن ﺧﻮاﻫﺪ ﺑﻮد: دوران ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ < 0.09
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
,
= 252.132
< 1.6
= 100
= 17133.6
∆ . 1.37 × 10 × 240 × 340 = = 4.658 × 10 .ℎ 100 × 240
= =
ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﯾﺪ از ﯾﮏ ورق ﺗﮏ ﺑﺪون ﻫﺮﮔﻮﻧﻪ ورق ﻣﻀﺎﻋﻒ ﮐﻨﻨﺪه ﺗﺸﮑﯿﻞ ﯾﺎﺑﺪ .ﻫﯿﭽﮕﻮﻧﻪ ﺑﺎزﺷﻮﯾﯽ ﻧﺒﺎﯾﺪ در ﺟﺎن ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺗﻌﺒﯿﻪ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﻤﯽﺗﻮان از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻻﻧﻪزﻧﺒﻮري اﺳﺘﻔﺎده ﻧﻤﻮد .ﺗﺤﺖ ﺑﺎرﻫﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ،ﺑﺮش ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از 0.8 Vpﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 13706.88
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ
< 0.8
= 2528.29
در اﻧﺘﻬﺎي ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﮐﻪ ﻋﻀﻮ ﻗﻄﺮي ﺑﻪ آن ﻣﺘﺼﻞ اﺳﺖ ،ﺑﺎﯾﺪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﺎن در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع در دو ﻃﺮف ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﻋﺮض ﮐﻞ
ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از
−2
ﭘﺮوژه ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از170 50 10 : ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ
و ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﻬﺎ ﻧﺒﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ
2
0.75از 10ﯾﺎ ﮔﺮدد .ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ اﺑﻌﺎد اﯾﻦ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ در اﯾﻦ
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ آﻧﮑﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺣﺎﮐﻢ اﺳﺖ ﻟﺬا ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ در ﺗﻤﺎم ارﺗﻔﺎع ﺟﺎن ﺑﺎﯾﺪ ﻗﺮار داده ﺷﻮد .ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ارﺗﻔﺎع ﻣﻘﻄﻊ ﮐﻤﺘﺮ از 600ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ اﯾﻦ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪهﻫﺎ ﻓﻘﻂ در ﯾﮏ ﻃﺮف ﻗﺮار ﻣﯽﮔﯿﺮﻧﺪ .ﻓﺎﺻﻠﻪي ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪهﻫﺎي ﻣﯿﺎﻧﯽ ﺑﺮ
اﺳﺎس ﺑﻨﺪ 8-11-3-10ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﻧﺒﺎﯾﺪ از − /5
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ
38ﺗﺠﺎوز ﻧﻤﺎﯾﺪ. = 15
→
22 = 18.02 5
= 38 × 0.59 −
اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺑﺎﯾﺪ داراي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﻓﺸﺎري ﺣﺪاﻗﻞ 1/5ﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﻈﯿﺮ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﻨﺘﺮل ﮐﻨﻨﺪه ﻗﻄﻌﻪ راﺑﻂ ﺑﺎﺷﺪ.
5
−
38
39
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮ:B16
ﺗﯿﺮﻫﺎي ﻣﻮﺟﻮد در ﭘﺮوژه ﺣﺎﺿﺮ ،ﺑﻪ ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ در ﺑﺘﻦ ﻣﺪﻓﻮناﻧﺪ ﻃﻮل ﻣﻬﺎر ﻧﺸﺪه ﻧﺎﭼﯿﺰ و ﺣﺘﯽ ﻣﯽﺗﻮان ﮔﻔﺖ ﮐﻪ ﺻﻔﺮ دارﻧﺪ ﻟﺬا اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ
ﺑﺎ اﺗﮑﺎي ﺟﺎﻧﺒﯽ ﮐﺎﻓﯽ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺗﯿﺮﻫﺎ از ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻧﻮرده ﺷﺪه ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﺎﻃﻊ در اﮐﺜﺮ ﺣﺎﻻت ﺟﺰء ﻣﻘﺎﻃﻊ ﻓﺸﺮده ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﻟﺬا ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز اﯾﻦ ﺗﯿﺮﻫﺎ ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ:
= 0.66 = 1584 / و ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ ﮐﻪ اﻧﺠﺎم ﺷﺪ ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮ ﺗﯿﺮ B15در ﺑﺎم ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ: .
ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ :
= 0.52
.
, .
150 = 0.227 250
) = 0.84
+
× = 0.378 +
,
.
= 0.378
(= 0.75
ﻣﻘﺪار اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺎﺻﻠﻪ از ﻧﺮماﻓﺰار 0.75 × 1.957 = 1.79ﺗﻔﺎوت زﯾﺎدي دارد.
. .
<
1.79 × 10 = 113 1584 18 ∶ = 146 =
1.79 × 10 = 1226 146
=
=
:اﺷﺘﺎل =
1226 = 0.77 1584 اﯾﻦ ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ در ﻧﺮماﻓﺰار ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.85اﺳﺖ .در ﻃﺮاﺣﯽ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻋﯿﻨﺎً ﺑﺎ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﯾﮑﺴﺎن اﺳﺖ وﻟﯽ در =
= ﻧﺴﺒﺖ ﺗﻨﺶ
ﺗﻨﺶ ﻣﻮﺟﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ اﺧﺘﻼﻓﯽ ﮐﻪ ﻗﺒﻼً در ﻣﻘﺪار ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﻣﺸﺎﻫﺪه ﺷﺪ ﺗﻔﺎوت اﻧﺪﮐﯽ وﺟﻮد دارد .ﺷﺎﯾﺎن ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﺮماﻓﺰار ﯾﮏ ﺿﺮﯾﺐ ﻃﻮل ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ ﺗﺪاﺧﻞ آﮐﺲ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮ اﻋﻤﺎل ﻣﯽﮐﻨﺪ اﯾﻦ ﺷﺎﯾﺪ ﯾﮑﯽ از دﻻﯾﻞ اﯾﻦ اﺧﺘﻼف ﺟﺰﺋﯽ در ﻣﯿﺰان ﻟﻨﮕﺮﻫﺎ ﺑﺎﺷﺪ.
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺘﺎﯾﺞ ﻓﻮق ،ﻣﻘﻄﻊ IPE18ﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ.
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9در ﻃﺒﻘﻪ اول
اﺑﺘﺪا ﺳﺘﻮن را ﺗﺤﺖ زﻟﺰﻟﻪ در ﺟﻬﺖ xﻣﻮرد ﺑﺮرﺳﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ .در اﯾﻦ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ وﺟﻮد ﻧﯿﺮوي ﻓﺸﺎري و ﻟﻨﮕﺮ ﺧﻤﺸﯽ ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﻃﺒﻖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺗﯿﺮ-ﺳﺘﻮن ﻃﺮاﺣﯽ ﺷﻮد.
ﺗﺤﻠﯿﻞ دﺳﺘﯽ
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﺮم اﻓﺰار
اﺧﺘﻼف ﺑﻪ درﺻﺪ
ﺑﺎر ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻦ و ﻣﺘﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده PD
27.89
24.81
11.04
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه PL
8.2
7.7
6.10
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ PE
53.22
40.8
23.34
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده MD
0.41
0.81
97.56
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ML
0
0.52
!#DIV/0
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ME
1.58
0.112
92.91
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
66.98
54.98
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
1.49
1.08
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺟﺪول ﻓﻮق اﺧﺘﻼف در ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﺤﻮري ﮐﻢ وﻗﺎﺑﻞ ﻗﺒﻮل اﺳﺖ وﻟﯽ در ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻓﺮﺿﻬﺎي ﺳﺎدهﺳﺎزي ﮐﻪ در
ﺗﺤﻠﯿﻞ ﺻﻮرت ﻣﯽﮔﯿﺮد اﺧﺘﻼف ﺑﺴﯿﺎر زﯾﺎد اﺳﺖ .ﻣﺎ در اﯾﻨﺠﺎ ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ را ﻧﺘﺎﯾﺞ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﮐﺎﻣﭙﯿﻮﺗﺮي ﺑﻪ دﻟﯿﻞ دﻗﺖ ﺑﯿﺸﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ را ﺑﺪﺳﺖ آورﯾﻢ:
= 0.75( + + ) ≅ 55 ) = 1.08 (= 0.75 + + . ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﺗﻮان اﺑﺘﺪا ،ﯾﮏ ﻣﻘﻄﻊ را ﺣﺪس زد ﺳﭙﺲ ﮐﻔﺎﯾﺖ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ را ﺑﺮاي ارﺿﺎي ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﺑﺮرﺳﯽ ﻧﻤﻮد:
اﺑﺘﺪا 2IPE22را ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ 22ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ:
ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻫﻨﺪﺳﯽ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ
A
Sx
Sy
rx
ry
2.48 9.11 37.3 252 33.4 IPE220 11.11 9.11 388.36 504 66.8 2IPE220C/C22 ﭼﻮن ﻗﺎب ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪي ﺷﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا = 1
=
و ﻃﻮل آزاد ﺳﺘﻮن ﻫﻢ ،ﺑﺮاﺑﺮ 2.1mﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ از ﺑﺴﺘﻬﺎي ﻣﻮازي
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺮاي ﺑﺪﺳﺖ آوردن ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﻣﺆﺛﺮ ﻻزم اﺳﺖ ﮐﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﮐﻨﯿﻢ .ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺴﺘﻬﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي ﺗﮏ ﻧﯿﻤﺮخ ﻋﻀﻮ ﻓﺸﺎري ﻫﻤﭽﻨﯿﻦ از ﺿﺮﯾﺐ ﻻﻏﺮي )
( ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻧﺸﻮد.
در ﻗﺴﻤﺘﯽ ﮐﻪ ﺑﯿﻦ دو ﺑﺴﺖ ﻣﺘﻮاﻟﯽ ﻗﺮار دارد از 40و
41
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
< 40 × 2.48 = 99.8
2 × 18.9 × 11.11 = 140 3
⟶
<
⟶ < 40
2 × 3
<
=
= 18.9 ,
در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺑﺨﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ و ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺑﺴﺘﻬﺎ را 70 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﭘﺲ:
= 33.97
23.05
33.97
823.09
+
70 ⟶ = 28.23 2.48
=
=
=
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺘﻮن C9ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻣﻘﺮرات ﻣﻠﯽ ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ 1364.00
0.94
20329.66
= 1316
1440.00
214.58
Stability 0.77
= 33.97
55 × 10 823.09 = 823.09 = ⟶ = 0.60 > 0.15 66.8 1316 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﺸﻤﻮل ﺣﺎﻟﺖ اﻟﻒ ﺑﻨﺪ 1-6-1-10ﻣﯽﺷﻮد و ﺑﺎﯾﺪ ﻫﺮ دو ﻣﻌﯿﺎر ﭘﺎﯾﺪاري و ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﯾﻦ ﺑﻨﺪ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﻮد: ≥ 0.4 ,
= 0.567 + 0.267 + 0.41 = 1.24
=
= 0.6 − 0.4
1.24 = 0.94 1.44
= 0.6
,
= 0.6 − 0.4 −
= 25.42
12 23
=
=
1.08 × 10 = 214.58 504
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﺑﻮدن ﻟﻨﮕﺮ در اﻣﺘﺪاد yﻣﯽﺗﻮان از ﺗﻨﺸﻬﺎي ﺧﻤﺸﯽ ﻣﻮﺟﻮد در اﯾﻦ اﻣﺘﺪاد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﻧﻤﻮد ﻟﺬا دارﯾﻢ: = 0.77 < 1 22 / 22
=
⎨ ⎪ ⎩
= 0.112 + 0.522 + 0.81 = 1.44
× 2.1 × 10 = 16734.83 25.42 = 1440
⎧ ⎪
= 23.05
⟶
⟶ = 33.97
Strength 0.72
2
.
1−
.
+
⟶ = 0.72 < 1
+
12 23 =
= =
1−
+
+ 0.6
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
42
از ﺿﻮاﺑﻂ ﺑﺎﻻ اوﻟﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﭘﺎﯾﺪاري و دوﻣﯽ ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺳﺘﻮن اﺳﺖ ﮐﻪ ﻫﺮ دو ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﺷﺪﻧﺪ. ﺟﻬﺖ y
در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ اﻃﻼﻋﺎت ﻣﺴﺄﻟﻪ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ: ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-24.81
ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
-7.69
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻧﺪه
0.495
11.89
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر ﻣﺮده
-0.019
ﻟﻨﮕﺮ ﻧﺎﺷﯽ از ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ
0.038
ﻟﻨﮕﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
0.39
ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
-15.46
231.44 = 0.17 > 0.15 1316
=
15.46 × 10 = 231.44 66.8
⟶
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺳﺘﻮن در ﺟﻬﺖ xﺑﺴﯿﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮ از ﺟﻬﺖ yﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت در ﺟﻬﺖ yﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ.
ﺣﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺗﺮﮐﯿﺒﺎت وﯾﮋه آﯾﯿﻦ ﻧﺎﻣﻪ 2800ﻧﯿﺰ در ﺟﻬﺖ xﺑﺮرﺳﯽ ﺷﻮﻧﺪ )ﭘﯿﻮﺳﺖ دوم آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ( ×
× = 1.7 ×
ﮐﻨﺘﺮل ﻓﺸﺎر ﮐﻨﺘﺮل ﮐﺸﺶ
= 149.44
≤
=
+ 2.8
≤
ﻓﺸﺎر ﻣﺤﻮري
+ 0.8
+ 2.8
ﮐﺸﺶ ﻣﺤﻮري
0.8
24.84 + 0.8 × 7.7 + 2.8 × 40.8 = 145.24 < 1.7 × 1316 × 66.8 × 10
0.8 × 24.84 + 2.8 × 40.8 = 134.11 < 2400 × 66.8 × 10 = 160.32 ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد ﮐﻪ ﻫﺮ دو راﺑﻄﻪ ﺑﺨﻮﺑﯽ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯽﺷﻮﻧﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻦ ﺳﺘﻮن 2 22 / 22ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .اﻟﺒﺘﻪ اﯾﻦ ﻣﻘﻄﻊ
ﺑﻌﺪاً ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺎ ﺑﻘﯿﻪ ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﭗ ﺷﻮد و ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ از ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻌﺎدل آن اﺳﺘﻔﺎده ﺷﻮد. ﺟﻮش ورﻗﻬﺎي ﺳﺮاﺳﺮي
ﺣﺪاﻗﻞ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﺟﻮش ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق ،از ﺟﺪول 1-7-1-10ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق اﯾﻦ ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﺮاﺑﺮ 4ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﻪ دﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
=6
⎯⎯
= 5.66
45
≥
≥4
→
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺗﺤﻤﻞ ﺗﻨﺶ وارده ﮐﺎﻓﯽ اﺳﺖ .ﺣﺪاﻗﻞ ﻃﻮل ﺟﻮش در ﭘﺎي ﺳﺘﻮن ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻌﺪ ﻋﻀﻮ اﺳﺖ .اﯾﻦ ﻃﻮل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻧﯿﺮوي ﻣﺴﺎوي ﺣﺎﺻﻠﻀﺮب ﺳﻄﺢ ﻣﻘﻄﻊ ورق در ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ: = 65
در ﺑﻘﯿﻪ ﻃﻮل ورق ،ﻃﻮل ﺟﻮش ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد:
→
> 0.6 × 2400 × 22 × 0.8 = 25344 = 10
⎯⎯
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ اﯾﻦ ﺟﻮﺷﻬﺎي ﻣﻨﻘﻄﻊ اﮔﺮ ﺟﻮش ﺑﻪ ﺻﻮرت ﻣﻮازي ﺑﺎﺷﺪ از رواﺑﻂ زﯾﺮ ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻣﯽﺷﻮد: = 173.1
, 300
در ﻧﺘﯿﺠﻪ اﯾﻦ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﺮاﺑﺮ 150ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد.
1060
×
650
≥ 10 = 10 × 0.8 = 8
≤ ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺟﻮﺷﻬﺎ
43
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ ﮐﻒ ﺳﺘﻮن )(Base Plate
در ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﺎت ﮐﻒ ﺳﺘﻮن ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻋﺎﻣﻞ ﻣﻬﻤﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ،زﯾﺮا در ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﻓﺸﺎري اﺳﺖ ﯾﺎ ﮐﺸﺸﯽ ﯾﺎ
اﯾﻨﮑﻪ اﺣﯿﺎﻧﺎً ﺑﻌﻀﯽ از آﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﻣﯽاﻓﺘﺪ و ﺑﻌﻀﯽ دﯾﮕﺮ ،ﺗﻨﻬﺎ ﻋﺎﻣﻞ ﻫﻤﯿﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﺑﮕﻮﻧﻪاي ﮐﻪ اﮔﺮ ﻣﻘﺪار ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ eاز ﯾﮏ ﺷﺸﻢ ﺑﻌﺪ ﭘﯽ در آن راﺳﺘﺎ
ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد ﻫﻤﻪ ﺑﻮﻟﺘﻬﺎ ﺗﺤﺖ ﻓﺸﺎر ﺑﻮده و ﻣﯽﺗﻮان ﻓﺮض ﮐﺮد ﮐﻪ ﺻﻔﺤﻪ ﺗﺤﺖ ﻧﯿﺮوي
ﻓﺸﺎري ﺧﺎﻟﺺ ﻗﺮار دارد و از ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺟﻮد ﺻﺮﻓﻨﻈﺮ ﮐﺮد و اﻟﺒﺘﻪ در ﻫﻨﮕﺎم ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺑﻪ ﻃﻮر ﻣﺤﺎﻓﻈﻪ ﮐﺎراﻧﻪ ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﺗﻨﺶ ﺣﺪاﮐﺜﺮ ﺑﻪ ﻃﻮر ﯾﮑﻨﻮاﺧﺖ در ﮐﻞ ﺳﻄﺢ ﺗﻤﺎس ﺗﻮزﯾﻊ ﺷﺪه اﺳﺖ.
ﺣﺎل ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﻣﺸﺨﺺ ﮐﻨﯿﻢ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻗﺎﺑﻞ ﺗﻮﺟﻪ اﺳﺖ ﯾﺎ ﻧﻪ؛ ﺑﺎﯾﺪ ﺑﻌﺪ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن ﻣﺸﺨﺺ ﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ ﻣﺎ ﻓﻌﻼً آن را ﺣﺪس ﻣﯽزﻧﯿﻢ.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن در ﻧﻘﻄﻪ ﺷﻤﺎره :19 )My(ton.m -0.16 -0.008 -0.937 0.284
)Mx(ton.m -0.012 0.001 -0.141 0.951
ﺻﻔﺤﻪ را ﺑﺼﻮرت ﻣﺮﺑﻌﯽ ﺑﻪ ﺿﻠﻊ 40ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ در ﻧﻈﺮ ﻣﯿﮕﯿﺮﯾﻢ: ) = 13.3
.
= 55.1
.
) = 0.114 ) = 0.83
)
)P(ton 29.25 8.03 -55.03 36.19
= 40
+ +
+
+
40 6 40 < = 0.06 6 < = 0.01
=
(
(= 0.75
+ +
Load DEAD LIVE EX EY
Point 19 19 19 19
+
+
= 0.75
(= 0.75
(= 0.75
=
=
ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﺑﻪ دﻟﯿﻞ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﻧﺎﭼﯿﺰ ﻣﯽﺗﻮان ﻣﺴﺎﻟﻪ را ﻣﺸﺎﺑﻪ ﺣﺎﻟﺖ ﺑﺎر ﻣﺤﻮري ﺧﺎﻟﺺ ﺗﺤﻠﯿﻞ ﻧﻤﻮد:
اﺑﻌﺎد ﺳﺘﻮن b=d=22 cm
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺘﻦ ﭘﯽ
/
= 0.5( − 0.95 ) = 9.55 = 0.5( − 0.8 ) = 11.20
240ﻓﺮض ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا:
ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﺠﺎز ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده ...................................... ﺗﻨﺶ ﻓﺸﺎري ﻣﻮﺟﻮد ﺑﯿﻦ ورق ﭘﺎي ﺳﺘﻮن و ﺷﺎﻟﻮده .......................... .
<
/
/
= 0.3 × 240 = 70
= 34.43
× . ×
=
=
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
44 3 0.75
= 2.33
=
ﻻزم
ﻟﺬا ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 2.5 cmاﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﺷﻮد ،وﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﺳﺨﺖﮐﻨﻨﺪه ﻧﯿﺴﺖ .ﭘﺲ :
400 × 400 × 25 ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﻧﻘﺎط دﯾﮕﺮ اﯾﻦ روﻧﺪ در ﻗﺎﻟﺐ ﯾﮏ ﺑﺮﻧﺎﻣﻪ اﮐﺴﻞ ﺗﮑﺮار ﺷﺪ و ﻣﺸﺨﺺ ﺷﺪ ﮐﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪاي ﺑﺎ اﯾﻦ اﺑﻌﺎد ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ
ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ ،ﺿﻤﻦ آﻧﮑﻪ ﻫﯿﭽﮑﺪام از ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ داراي ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺑﺰرﮔﺘﺮ از ﻫﺴﺘﻪي ﻣﻘﻄﻊ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﻨﺪ.
اﻟﺒﺘﻪ ﺑﺮاي ﺻﻔﺤﺎت زﯾﺮ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ،ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺧﻮد ﻧﺴﺒﺖ ﺑﻪ ﻣﺮﮐﺰ ﺻﻔﺤﻪ داراي ﯾﮏ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺘﯽ ﻣﯽﺑﺎﺷﻨﺪ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻧﺸﺎن داد ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻦ ﺧﺮوج از ﻣﺮﮐﺰﯾﺖ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﺻﻔﺤﻪ ﻓﻮق ﮐﻔﺎﯾﺖ ﻣﯽﮐﻨﺪ.
در ﺷﮑﻞ زﯾﺮ ﻧﺤﻮه ﺗﻮزﯾﻊ ﺗﻨﺶ در زﯾﺮ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن ﺷﻤﺎره 8ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﺎﯾﻨﺪه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي ﮐﻨﺎري ﻧﺸﺎن داده ﺷﺪه اﺳﺖ .در اداﻣﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﺻﻔﺤﻪ ﺳﺘﻮن آﻣﺪه اﺳﺖ.
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺻـــﻔﺤﻪ ﺳـــﺘﻮن
ﺧﻂ ﻣــﺮﮐﺰ ﺳـــﺘﻮن
1.60 cm
49.90 kg/cm2
7.40cm
46.33 kg/cm2
64.39 kg/cm2
ﺷﮑﻞ -9ﺟﺰﺋﯿﺎت ﺑﺎرﮔﺬاري ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
)My(ton.m 0.01 -0.026 -0.833 0.038
.
)Mx(ton.m -0.033 -0.044 -0.11 0.82
)P(ton 43.28 12.71 -10.16 -29.86
Load DEAD LIVE EX EY
ﺟﺪول -8ﺑﺎرﻫﺎي ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ ﺻﻔﺤﻪ زﯾﺮ ﺳﺘﻮن
/
= 84
< 0.7
Point 8 8 8 8
= 64.39 / /
49.90 30.58
−
=
+ 6
1±
= 0.75
=
1 2 7.4 × = (64.39 − 46.33) × 40 × 7.4 × + 46.33 × 40 = 53346.25 2 3 2 6 × 53346.25 = = ≤ 0.75 → ≥ 2.11 40
ﻟﺬا ﻫﻤﺎن ﺿﺨﺎﻣﺖ 2/5ﺳﺎﻧﺘﯽ ﻗﺒﻠﯽ ﺑﺮاي ﺗﻤﺎﻣﯽ ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ و ﺑﺪون ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺳﺨﺖ ﮐﻨﻨﺪه ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ .ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎ وﺟﻮد اﯾﻨﮑﻪ ﺑﻌﺪ 40 ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮح ﺟﻮاﺑﮕﻮﺳﺖ وﻟﯽ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ از ﺑﻌﺪ 45ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻫﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
45
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﻮرد اﺳﺘﻔﺎده در ﺳﺎﺧﺘﻤﺎن ،ﺳﯿﺴﺘﻢ ﻣﺨﺘﻠﻂ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ ﻟﺬا ﺗﻤﺎﻣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺗﯿﺮ ﺑﻪ ﺳﺘﻮن ﺻﻠﺐ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ .در زﯾﺮ ﯾﮏ
ﻧﻤﻮﻧﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﺗﺼﺎﻻت ﺻﻠﺐ ﺑﺮاي ﺑﺰرﮔﺘﺮﯾﻦ ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ در اﺗﺼﺎﻻت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه اﺳﺖ. ﻣﻘﻄﻊ ﺗﯿﺮ 2IPE22FC1 :ﺑﺎ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ 385.22 cm3
ﺑﺮش ﻣﻮﺟﻮد در ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه8.13 ton : ﻃﺮاﺣﯽ ورق ﺟﺎن
.
= 385.22 × 0.66 × 2400 × 10 = 8.13
= 6.10
=
اﻧﺪازه ﻓﺎﺻﻠﻪ رواداري )ﻓﺎﺻﻠﻪ ﻣﻮﻧﺘﺎژ( را ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 2ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻓﺮض ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .از دو ﻋﺪد ورق PL170X100X10در ﺟﺎن ﺑﺮاي ﻧﮕﻬﺪاري ﺗﯿﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ﺟﻮش B ﺟﻮش A
اﺗﺼـــﺎل ورق ﺟﺎن و
ﺟﻮﺷﻬﺎي B æA
10 cm
d=17 cm
V X
8 cm
ﺷﮑﻞ -10ﺟﻮش ورق ﺟﺎن
= 1.94 cm
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
46
)(8 +6 + )8(8) + 6(8)(17 − = − = 1782.63 12 2 + 12 2(8) + 17 = (10 − 1.94) = 65532.73 . 8
=
= 123.18 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﺑﺮش ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . )2 17 + 2(8 ) (10 − = 148.16 ﻣﺆﻟﻔﻪ ﻗﺎﺋﻢ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . = ) (2 )( /2 = = 156.24 ﻣﺆﻟﻔﻪ اﻓﻘﯽ ﭘﯿﭽﺶ … … … … … … … … … … … … … … … . . . … … … … … … … … . ) (2
=
ﺗﻨﺶ ﮐﻞ ﺟﻮش … … … … . . … … … … … … . . … … … … . … … … … .
= 313.12
"
)"
+
ارزش ﺟﻮش ﺑﺮاي ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … … . … … … . . . . = 0.5
+
(
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ............................................... ................................
ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
ﺟﻮش
= 0.5
=
→ = 0.48
=
650
(0.4)(2400)(1) = 960
/
= (650)(0.5) = 325
/
"
= 650
ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺟﻮش ﮔﻮﺷﻪ ﮐﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ .ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻣﻨﻈﻮر ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ: ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ورق ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺟﺎن ........................................ .........................................
"
650
ﺑﺮاي ورق ﺟﺎن ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ .ﺑﺮاي ﺟﻮش Bﮐﻪ ﺗﺮﮐﯿﺒﯽ از دو ﺟﻮش ﺧﻄﯽ ﻗﺎﺋﻢ ﺑﻮده و ﺗﺤﺖ ﺧﻤﺶ و ﺑﺮش
ﻗﺮار دارد ﺧﻮاﻫﯿﻢ داﺷﺖ:
.
1 (17) (1) = 818.83 12
=2
= (8.13 × 10 )(10 − 1.94) = 65532.73 /
/
= 680.27 /
ﻃﺮاﺣﯽ ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﺧﻤﺸﯽ:
= 239.12
2
+
= 721.07
= 1.2
)( /2
→ = 1.11
6.1 = 23.47 0.24 + 0.02
=
=
=
650
=
=
=
ﺿﺨﺎﻣﺖ ورق 0/02ﺑﺮاي ورﻗﻬﺎي ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ .ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﺟﻮش ﺷﯿﺎري ﺑﺮاﺑﺮ ﺗﻨﺶ ﻣﺠﺎز ﻓﻠﺰ ﻣﺒﻨﺎ ) (0.6اﺳﺖ ،اﻣﺎ ﺑﺎﯾﺪ ﺿﺮﯾﺐ ﮐﺎﻫﺶ ﮐﻨﺘﺮل ﺟﻮش) ( = 0.75ﺑﻪ آن اﻋﻤﺎل ﺷﻮد .در راﺑﻄﻪ زﯾﺮ Lﻃﻮل ﺟﻮش و tﺿﺨﺎﻣﺖ آن اﺳﺖ. = 21.73
→ = 23.47 × 10
= 14
×
→
×
= 0.6
= 1.8
47
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
30
L=15
5
10
2
14
10 2
ورق روﺳــﺮي
ورق زﯾﺮﺳـــﺮي
ﺷﮑﻞ -11ورﻗﻬﺎي اﺗﺼﺎل ﮔﯿﺮدار
از ﻃﺮف دﯾﮕﺮ ﺑﺎ ﻓﺮض
= 1.0
دارﯾﻢ:
= 13.05 ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻃﻮل 14ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ.
→ (2L + 10) = T = 23.47 × 10
650
ﻃﺒﻖ ﺗﻮﺻﯿﻪ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،2800ﻃﻮل Lﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از 10tpﺑﺎﺷﺪ ﮐﻪ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل L=15<10tp=18cmاﺳﺖ .ﻋﺮض 10 cmورق
ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﮐﺸﺶ 23.47 tonرا ﺗﺤﻤﻞ ﮐﻨﺪ. .
> 23470
(0.4)(2400)(1.8) = 25920
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
48
ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﻘﻒ ﻣﺮﮐﺐ
ﮐﻞ ﺑﺎر ﺳﻘﻒ ﺑﺪون ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﻣﺮﮐﺐ..............................................................
/
420 + 125 − 17.56 = 527.44
ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ ............................................................. ............................................................................. ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ ........................................ ...................................................... ..................................
ﺑﺎر زﻧﺪه ................................................... ............................................................................................................
/
/
220
/
350
327.44
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﺑﯿﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ 90 :ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ
ﻃﻮل ﺗﯿﺮ= 5/80ﻣﺘﺮ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ:
= 0.9
+ , + 16 2 4 )ﺑﺎر ﻣﺮده زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 ,
=
)ﺑﺎر زﻧﺪه +ﺑﺎر ﻣﺮده ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ( × = 0.9 8
8
=
=
=
از آﻧﺠﺎﯾﯽ ﮐﻪ ﺑﺎر ﺗﯿﺮ ﻣﺮﮐﺐ )ﺑﻌﺪ از ﺳﺎﺧﺖ ( ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎر زﻣﺎن ﺳﺎﺧﺖ اﺳﺖ ،ﻟﺬا ﺑﺮاي ﺗﻌﯿﯿﻦ ﭘﺮوﻓﯿﻞ در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ از ﭘﺮوﻓﯿﻠﯽ ﺑﺎ
اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻌﯽ ﺗﻘﺮﯾﺒﺎً دو ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺎس ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد. = 20.1
,
= 869
=8
,
,
= 10
= 108.6 =
→
∶ 160
= 210
= 17.38
= 3542.7
3542.7 = 535.24 )(16 + 4 − 17.38 3542.7 = 203.83 17.38
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﻗﺒﻞ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﺣﯿﻦ ﺳﺎﺧﺖ(
= )
= )
(
(
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﭼﻮن ﻫﻨﻮز ﺑﺘﻦ ﺳﻔﺖ ﻧﺸﺪه اﺳﺖ ﻟﺬا ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ ﻧﺪارد و ﺑﺎر ﺗﻨﻬﺎ ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ
ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﻧﻪ ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ. .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺗﯿﺮ ﺑﻌﺪ از ﺳﻔﺖ ﺷﺪن ﺑﺘﻦ )ﭘﺲ از ﺳﺎﺧﺖ(
= 766 ≤ 0.6
=
در اﯾﻦ ﻣﺮﺣﻠﻪ ﺗﯿﺮ ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺮﮐﺐ دارد و ﺑﺎر ﺗﻮﺳﻂ ﭘﺮوﻓﯿﻞ ﻓﻮﻻدي و ﺑﺘﻦ ﺣﻤﻞ ﻣﯽﺷﻮد ﻟﺬا در راﺑﻄﻪ ﺗﻨﺶ ،از ﻣﺪول ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻘﻄﻊ ﻣﺮﮐﺐ
اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
49
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه .
ﮐﻨﺘﺮل ﺗﻨﺶ ﺑﺘﻦ:
= 2024 ≤ 0.9
+
+ = 63 ≤ 0.45 ) (
.
ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ:
)
(
ﻧﯿﺮوي ﺑﺮﺷﯽ ﻃﺮاﺣﯽ :
= =
0.85
= 24120 , 2 2 ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺑﺮﺷﯽ ﯾﮏ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮ از ﻣﻘﻄﻊ ﻧﺎوداﻧﯽ 60و ﺑﺎ ﻃﻮل 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ﻣﻄﺎﺑﻖ ﺑﺎ ﺟﺪول -1-2-1-10اﻟﻒ ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ: ﺗﻌﺪاد ﮔﻠﻤﯿﺦ ﻣﻮرد ﻧﯿﺎز ﺑﯿﻦ ﻟﻨﮕﺮ ﺣﺪاﮐﺜﺮ و ﺻﻔﺮ :
× 1000 = 3400 ≅7
ﻓﺎﺻﻠﻪ ﮔﻠﻤﯿﺨﻬﺎ از ﻫﻢ: .
ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ:
= 64
=
= 0.68
= 5.8 = 40 7×2
<8
=
ﺑﺮاي ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ و ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺧﯿﺰ ﻻزم اﺳﺖ ﻣﻤﺎن اﺳﺘﺎﺗﯿﮏ ﻣﻘﻄﻊ ﺗﺒﺪﯾﻞ ﺑﻪ ﺟﺎي nﺑﺎ 2nﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮد .در ﻧﺘﯿﺠﻪ ﻋﺮض ﻣﺆﺛﺮ ﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ 4/5ﺳﺎﻧﺘﯽﻣﺘﺮ و ﻣﺸﺨﺼﺎت ﻣﻘﻄﻊ ﻣﻄﺎﺑﻖ اﯾﻦ ﺷﺎﺧﺺ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﺷﻮﻧﺪ. ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ ،ﺧﯿﺰ ﯾﮏ ﺗﯿﺮ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از . .
580 = 2.42 240
>
= 15.7 = 2945 و ﺗﺤﺖ ﺑﺎر زﻧﺪه و ﻣﺮده ﺗﻮأم ﺑﺎﯾﺪ ﮐﻤﺘﺮ از ∗
= 2.94
∗
5 × 384
+
5 × 384
ﺑﺎﺷﺪ: =
5 580 × = 1.42 < = 1.61 . . ∗ 384 360 ﻫﻤﺎﻧﮕﻮﻧﻪ ﮐﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯽﺷﻮد ﮐﻪ ﻣﻘﻄﻊ IPE16ﺑﺮاي ﺧﯿﺰ ﺗﺤﺖ ﺑﺎر ﻣﺮده و زﻧﺪه ﺟﻮاب ﻧﻤﯽدﻫﺪ ﻟﺬا ﻣﻘﺎﻃﻊ ﺑﺎﻻﺗﺮي را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ =
ﻣﻄﺎﺑﻖ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت اﻧﺠﺎم ﺷﺪه ،ﻣﻘﻄﻊ اﻧﺘﺨﺎﺑﯽ ﺑﺮاي اﯾﻨﮑﻪ ﺧﯿﺰ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ IPE18ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ﮐﻪ اﻋﺪاد ﻣﺮﺑﻮط ﺑﻪ اﯾﻦ ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﻋﺒﺎرﺗﻨﺪ از :
ﮐﻨﺘﺮﻟﻬﺎي ﻣﻘﺎوﻣﺖ ﺧﻤﺸﯽ ?ok ok
fc 50.13952
S<8tc YES
8tc 64
fs ?ok 1531.512 ok ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮﺷﮕﯿﺮﻫﺎ S 40.71429
N 8.44
?ok ok
fsD 550.7723
qunp60 3400
Vh 28680
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
50
:ﮐﻨﺘﺮل ﺧﯿﺰ ybar 15.61
I*tr delta(D+L) 3250.04 2.32
ok? ok
delta(L) 1.29
ok? ok :ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش
Vmax 2301.93
fv 255.77
0.4fy 960
ok? ok
51
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪﻫﺎ
ﺑﺮ اﺳﺎس ﺿﻮاﺑﻂ ﻃﺮح ﻟﺮزهاي ﻣﺒﺤﺚ دﻫﻢ ﻣﻘﺎوﻣﺖ اﺗﺼﺎل ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﻧﺒﺎﯾﺪ از ﮐﻤﺘﺮﯾﻦ دو ﻣﻘﺪار زﯾﺮ ﮐﻤﺘﺮ ﺷﻮد: (Iﻣﻘﺎوﻣﺖ ﮐﺸﺸﯽ اﻋﻀﺎي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ )
(
Ω (IIﺑﺮاﺑﺮ ﻧﯿﺮوي ﻣﻬﺎرﺑﻨﺪ ﺣﺎﺻﻞ از ﻧﯿﺮوي زﻟﺰﻟﻪ ﺗﻨﻬﺎ ﺑﺮ اﺳﺎس اﯾﻦ دو ﺑﻨﺪ ﻧﯿﺮوي ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ﺑﺎدﺑﻨﺪ را ﺗﻌﯿﯿﻦ ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﮐﺮد: ﺧﺮوﺟﯽ ) Etabs
{2400 × 21.8,2.8 × 10.93} = 30604 = (34380ﺑﺮ ﺣﺴﺐ ﺗﻔﺎوت آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪاي ﮐﻪ دارد ﻣﻘﺪاري ﺑﺎ اﯾﻦ ﻋﺪد ﻣﺘﻔﺎوت اﺳﺖ و ﺑﻪ ﺧﺎﻃﺮ رﻋﺎﯾﺖ اﺣﺘﯿﺎط ﻣﺎ
ﻫﻤﺎن ﺧﺮوﺟﯽ ﻧﺮماﻓﺰار را ﻣﺒﻨﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﻗﺮار ﻣﯽدﻫﯿﻢ: ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎل ﺑﺎدﺑﻨﺪ ﺑﻪ ﻧﻘﻄﻪ ﺗﻘﺎﻃﻊ ﺗﯿﺮ و ﺳﺘﻮن:
ﺑﺎ ﻓﺮض آﻧﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ
=7
دارﯾﻢ:
= 34380
⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 18.9 = ×4 = 20را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ .ﻃﻮل ﺟﻮش اﻓﻘﯽ را و ﻃﻮل ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ را
= 25143 = 23447 ﺑﺎ ﻓﺮض اﯾﻨﮑﻪ ﻃﻮل ﺳﺎق ﺟﻮش 7ﻣﯿﻠﯿﻤﺘﺮ ﺑﺎﺷﺪ دارﯾﻢ: = 27.6
= =
ﻣﯽﻧﺎﻣﯿﻢ:
→ = 43°
⎯⎯⎯⎯⎯⎯
×2
=
= ×2 ⎯⎯⎯⎯⎯⎯ = 25.8 ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻃﻮﻟﻬﺎي ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪه ﺑﺮاي ﻫﺮ دو ﺟﻮش ﻃﻮل اﺟﺮاﯾﯽ 30ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ را اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ. ﻃﺮاﺣﯽ وﺻﻠﻪ ﻣﯿﺎﻧﯽ:
ﻃﻮل و ﻋﺮض ورق را ﺑﻪ ﺗﺮﺗﯿﺐ ﺑﺎ lو bو ﺿﺨﺎﻣﺖ آﻧﺮا ﺑﺎ tﻧﺸﺎن ﻣﯽدﻫﯿﻢ:
ﻃﺮاﺣﯽ اﺗﺼﺎﻻت ورق ﭘﺎﯾﯿﻦ ﻣﺘﺼﻞ ﺑﻪ ﺗﮑﯿﻪﮔﺎه:
→ = ( ) × 0.6 = 23.87 =1 → = 25 = 10 + 5 + 2 × 20 = 55
ﺟﻮش ﻗﺎﺋﻢ در اﯾﻦ اﺗﺼﺎل ﺑﺎﯾﺪ ﺑﺘﻮاﻧﺪ ﻫﻢ ﮐﺸﺶ و ﻫﻢ ﺑﺮش را ﺗﺤﻤﻞ ﻧﻤﺎﯾﺪ ﻟﺬا : ≈ 40
ﻃﺮاﺣﯽ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎي ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→ = 37.8
<
2
+
2
=
ﻃﻮﻻﻧﯽﺗﺮﯾﻦ ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻣﻮﺟﻮد در دﻫﺎﻧﻪﻫﺎي 1و 6 ،3ﻣﺘﺮ اﺳﺖ ﮐﻪ ﻣﺎ ﺗﯿﺮﭼﻪ را ﺑﺮاي اﯾﻦ ﻃﻮل ﻃﺮاﺣﯽ ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﻘﯿﻪ ﺗﯿﺮﭼﻪﻫﺎ
ﺑﺮاﺳﺎس ﻣﺤﺎﺳﺒﺎت ﺿﻌﯿﻔﺘﺮ ﺧﻮاﻫﻨﺪ ﺑﻮد و ﻟﮑﻦ ﺑﺨﺎﻃﺮ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ ﻫﻤﮕﯽ را ﺑﺎ ﻫﻤﯿﻦ ﻣﻘﻄﻊ اﺟﺮا ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد: = 555 + 125 = 675 / = 350 / ﻋﺮض ﺑﺎرﮔﯿﺮ ﻫﺮ ﺗﯿﺮﭼﻪ 50ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ اﺳﺖ ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﺑﺎر ﮔﺴﺘﺮده ﺧﻄﯽ در واﺣﺪ ﻃﻮل ﺗﯿﺮﭼﻪ ﻫﺎ ﺑﺮاﺑﺮﻧﺪ ﺑﺎ: = 1368
= 684
+ 1.5
= 1.25
× = 0.5
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
52 ~3.08
.
ﻋﻤﻠﮑﺮد ﻣﺴﺘﻄﯿﻠﯽ → از روي ﺟﺪول ﻣﻘﺪار
>
.
.
= 3080
= 6.56
= 0.067
ﺑﺮاﺑﺮ ﺑﺎ 0.327اﺳﺖ ﮐﻪ
= 0.00467 →
14
ℎ 2
=
=
} = 4.67
8
−
=
= 0.85
ℎ
= 0.00346 , {
,
=
=
ﺑﺮاي دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎي ﺷﻤﺎره 3 ،2و ،5ﺑﺮ ﻫﻤﯿﻦ اﺳﺎس ﻃﺮاﺣﯽ را اﻧﺠﺎم ﻣﯽدﻫﯿﻢ و ﻧﺘﯿﺠﻪ ﺣﺎﺻﻠﻪ ﻋﺒﺎرت اﺳﺖ از 2Φ12 : 4
5
3
1
2
C 5
4
2 B 3
A 1
ﺷﮑﻞ - 12ﻧﻤﺎﯾﺶ دﻫﺎﻧﻪ ﻫﺎ و ﺟﻬﺖ ﺳﻘﻒ ﺗﯿﺮﭼﻪ و ﺑﻠﻮك
→
→
<
<
53
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ: ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ اﯾﻨﮑﻪ ﺷﮑﻞ ﻫﻨﺪﺳﯽ ﭘﻼن ﺑﻪ ﮔﻮﻧﻪاي اﺳﺖ ﮐﻪ ﻧﻮارﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﺑﺮاي ﭘﯿﻬﺎ ،ﺑﯿﺸﺘﺮ ﻣﻮرب ﻫﺴﺘﻨﺪ و ﺑﺮﻧﺎﻣﻪﻫﺎي ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﻣﻮﺟﻮد و از ﺟﻤﻠﻪ Safeﺗﻮاﻧﺎﯾﯽ ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽﻫﺎي ﻧﻮاري را ﻧﺪارد ﻟﺬا ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ و ﺑﺮاي ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5ﮐﻪ وﺿﻌﯿﺖ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
ﺗﺮي دارﻧﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ﻧﻤﻮﻧﻪ اﻧﺠﺎم ﻣﯽﺷﻮد:
ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ ﮔﺮوه ﺳﺘﻮﻧﻬﺎي آﮐﺲ 5
در ﻃﺮاﺣﯽ ﭘﯽ و ﻣﺨﺼﻮﺻﺎً ﭘﯽ ﻣﻮرب اﯾﻨﮑﻪ ﭼﻪ ﻟﻨﮕﺮي ﭘﯽ را ﺑﻪ ﺧﻤﺶ ﻣﯽاﻧﺪازد اﻫﻤﯿﺖ ﺷﺎﯾﺎﻧﯽ دارد ،ﻟﺬا ﻣﺎ در زﯾﺮ اﯾﻦ ﻟﻨﮕﺮ را ﺑﻪ ﻋﻨﻮان
ﻟﻨﮕﺮ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﺑﻪ ﮐﺎر ﻣﯽﺑﺮﯾﻢ و ﺑﺮاي ﺟﻬﺘﯽ ﮐﻪ ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ ﻧﻤﯽﺷﻮد ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ از ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر ﯾﻌﻨﯽ آرﻣﺎﺗﻮر اﻓﺖ و ﺣﺮارت اﺳﺘﻔﺎده ﺧﻮاﻫﯿﻢ ﻧﻤﻮد.
ﻧﮑﺘﻪ دﯾﮕﺮي ﮐﻪ ﺣﺎﺋﺰ اﻫﻤﯿﺖ اﺳﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ ﺑﻪ دﻟﯿﻞ رﻓﺖ و ﺑﺮﮔﺸﺘﯽ آن ﻫﻤﻮاره ،ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﺜﺒﺖ و ﻫﻢ ﻧﯿﺮوﻫﺎي ﻣﻨﻔﯽ اﯾﺠﺎد ﻣﯿﮑﻨﺪ ﻣﺜﻼً در ﻧﯿﺮوي ﻣﺤﻮري ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﻣﻤﮑﻦ اﺳﺖ در ﺣﺮﮐﺖ رﻓﺖ زﻟﺰﻟﻪ ﺳﺘﻮن ﺑﻪ ﮐﺸﺶ ﺑﯿﻔﺘﺪ و در ﺣﺮﮐﺖ ﺑﺮﮔﺸﺖ ﺑﻪ ﻓﺸﺎر ﺑﯿﻔﺘﺪ،
ﺗﺸﺨﯿﺺ اﯾﻨﮑﻪ ﮐﺪام ﯾﮏ از اﯾﻦ ﻋﻼﻣﺘﻬﺎ ،اﺛﺮ ﺑﺤﺮاﻧﯽﺗﺮي دارد ﺑﻪ ﺻﻮرت دﺳﺘﯽ ﮐﺎري وﻗﺖﮔﯿﺮ اﺳﺖ ﺑﻪ ﻫﻤﯿﻦ ﺟﻬﺖ در ﺑﯿﺸﺘﺮ ﮐﺘﺐ ﻣﺮﺟﻊ، ﻓﺮض ﺷﺪه اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎر زﻟﺰﻟﻪ در ﺻﻮرﺗﯽ ﺑﺤﺮاﻧﯽ اﺳﺖ ﮐﻪ ﺑﺎ دﯾﮕﺮ ﺑﺎرﻫﺎ ،ﺟﻤﻊ
ﺷﻮد؛ ﮐﻪ در اﯾﻦ ﭘﺮوژه ﻣﺎ ﻧﯿﺰ ﻫﻤﯿﻦ ﻓﺮض را ﻗﺒﻮل ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ.
اﮔﺮ راﺳﺘﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﻧﻮار 5را ’ xو راﺳﺘﺎي ﻋﻤﻮد ﺑﺮ آن را ’ yﺑﻨﺎﻣﯿﻢ ﻟﻨﮕﺮ ﻣﺆﺛﺮ
'x
اﯾﻦ ﻧﻮار ﺑﺼﻮرت زﯾﺮ ﺑﺪﺳﺖ ﻣﯽآﯾﺪ:
'y
My Mx
=− 60 + 30 ﺑﺮ اﺳﺎس راﺑﻄﻪ ﻓﻮق ﻟﻨﮕﺮﻫﺎي ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮاي ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ در زﯾﺮ
30°
e5
Ax
ﺳﺘﻮﻧﻬﺎ ﺑﻪ ﻗﺮار زﯾﺮ اﺳﺖ:
21
-1.31
11
1.33
در اداﻣﻪ ﺣﻞ ﻓﺮﺿﯿﺎﺗﯽ را اﻧﺠﺎم دادهاﯾﻢ ﮐﻪ ﻣﻌﺮﻓﯽ ﺷﺪهاﻧﺪ:
2
1.70
1
2.55
Point
q a = 170KN / m 2 (1ﻃﺮاﺣﯽ ﻋﺮض ﭘﯽ:
PD + PL + PE 1.33q a
226.56 × 103 = 0.54m → select B=1.0m 1.33 × 170 ×100 × 20
=
) + PL + PE
∑(P
D
1.33q a × L
≥ B ×L ≥ →B
ﻋﻠﺖ اﯾﻨﮑﻪ ﻣﻘﺪار ﻋﺮض ﭘﯽ را ﺑﯿﺸﺘﺮ از آﻧﭽﻪ ﮐﻪ در ﺑﺎﻻ ﺑﺪﺳﺖ آﻣﺪ در ﻧﻈﺮ ﻣﯽﮔﯿﺮﯾﻢ رﻋﺎﯾﺖ ﻣﺴﺎﺋﻞ اﺟﺮاﯾﯽ و ﺑﺮش دوﻃﺮﻓﻪ اﺳﺖ. ﺗﻌﯿﯿﻦ ﻇﺮﻓﯿﺖ ﺑﺎرﺑﺮي ﺧﺎﻟﺺ و ﺑﺎرﻫﺎي ﺿﺮﯾﺒﺪار:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
54 + 1.2 + 1.2 SUM
21
+ 1.2
+ 1.2
2
=
1
23.56
44.76
41.82
23.31
23.04
27.3
2.57
2.84
4.81
245.58
11
= ﺗﺮﮐﯿﺐ ﺑﺎر ﺑﺤﺮاﻧﯽ
56.98
13.52 93.744
13.34 60.912
6.02
33.942
P 245.58 × 103 = qu = ∑ u = 1.23 kg/cm 2 A 100 × 2000 w u = qu × b = 1.23 × 100 = 123 kg / cm
ﺑﺎ رﺳﻢ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮﺷﯽ و ﺧﻤﺶ دارﯾﻢ:
ﮐﻨﺘﺮل ﺑﺮش: -1ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ:
Point
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﺑﺮش ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ ﺑﻪ ﻓﺎﺻﻠﻪي dاز ﺑﺮداﺧﻠﯽ ﺳﺘﻮن 21اﺳﺖ:
M max = 1469 KN.m
55
ﻓﺼﻞ ﺳﻮم -ﻃﺮاﺣﯽ ﺳﺎزه 3.43 − ( 0.18 + d ) Vu = 42.16 = 39.94 − 12.29d 3.43 fc bd = 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × d × 10 −1 = 55d
ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ:
39.94 = 0. 6 m 67.29
Vc = 0.2ϕcﺑﺮش در ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ
= Vu ≤ Vc → 39.94 − 12.29d = 55d → d
ﺣﺎل ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺣﺎﺻﻞ از اﻗﻨﺎع ﺷﺮط ﺑﺮش ﯾﮑﻄﺮﻓﻪ ،ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ را ﮐﻨﺘﺮل ﻣﯿﮑﻨﯿﻢ اﮔﺮ ﺑﺎ اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﻮﺛﺮ ﺑﺮش دو ﻃﺮﻓﻪ ﻫﻢ ﺟﻮاﺑﮕﻮ ﺑﺎﺷﺪ ﺑﻪ ﻋﻨﻮان ارﺗﻔﺎع ﻣﻮﺛﺮ ﻃﺮح اﻧﺘﺨﺎب ﻣﯿﺸﻮد.
b0 = 2( 0.07 + 0.28 + 0.32 + 0.64 + 0.22 ) = 3.06mﻣﺤﯿﻂ ﻣﻘﻄﻊ ﺑﺤﺮاﻧﯽ A = ( 0.07 + 0.28 + 0.32 )( 0.64 + 0.22 ) = 5762cm 2 ≈ 0.576m 2 Vu = Pu − Aqu = 42.16 × 103 − 5762 × 2.3 = 28907kg = 28.9ton Vc = 2Vcb × d = 2 × 0.2 × 0.6 × 21 × 1000 × 600 = 65989kg = 66ton Vc > Vu → ok ﭼﻨﺎﻧﭽﻪ ﻣﻼﺣﻈﻪ ﻣﯿﺸﻮد اﯾﻦ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻣﻨﺎﺳﺐ اﺳﺖ اﻣﺎ ﺑﺮاي اﺟﺮاﯾﯽ ﮐﺮدن ﻃﺮح ﺑﺎ در ﻧﻈﺮ ﮔﺮﻓﺘﻦ ارﺗﻔﺎع ﭘﯽ h=70cmو ﻧﯿﺰ ﺑﺎ ﻓﺮض اﺳﺘﻔﺎده از آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي 20و ﭘﻮﺷﺶ 5ﺳﺎﻧﺘﯿﻤﺘﺮ ،ﻣﻘﺪار dﺑﺮاﺑﺮ اﺳﺖ ﺑﺎ:
= 70 − 5 − 1 = 64 ﺑﺪﯾﻬﯽ اﺳﺖ ﺑﺎ اﻓﺰاﯾﺶ ﺿﺨﺎﻣﺖ ﻣﺆﺛﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﮐﻨﺘﺮل ﻣﺠﺪد ﻣﻘﺎوﻣﺘﻬﺎي ﺑﺮﺷﯽ ﻧﻤﯽﺑﺎﺷﺪ. ﺗﻌﯿﯿﻦ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ﭘﯽ
ﺑﺮاي ﻣﺤﺎﺳﺒﻪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ ،اﺑﺘﺪا ﻣﻘﺪار ﺣﺪاﻗﻞ آرﻣﺎﺗﻮر را ﺑﻄﻮر ﺳﺮاﺳﺮي در ﺑﺎﻻ و ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ ﻗﺮار ﻣﯽ دﻫﯿﻢ ،ﺑﻌﺪ د رﻫﺮ ﻣﻘﻄﻌﯽ ﮐﻪ ﻧﯿﺎز ﺑﺎﺷﺪ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ را ﺗﻘﻮﯾﺖ ﻣﯽ ﮐﻨﯿﻢ.
ﻓﺮض
d=640mm b=1000mm
As min = 0.002 × bh = 0.002 × 100 × 70 = 14cm 2
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﭘﺎﯾﯿﻦ ﭘﯽ:
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ دﯾﺎﮔﺮام ﻣﻤﺎن M u+ = 48.11ton.m 0.134 As 48.11×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 36.7cm , As − As min = 22.7cm ﺑﻨﺎﺑﺮاﯾﻦ ﻧﯿﺎز ﺑﻪ ﺗﻘﻮﯾﺖ دارﻧﺪ.
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺑﺎﻻي ﭘﯽ:
ﭘﺮوژه ﺳﺎزه ﻫﺎي ﻓﻮﻻدي
56 M u− = 24.13ton.m 0.134 As 24.13 ×105 = 0.9 As × 3000 64 − 2 2 2 As = 17.9cm , As − As min = 3.9cm
ﻟﺬا در ﺑﺎﻻ ﻫﻢ ﭘﯽ ﺑﺎﯾﺪ ﺗﻘﻮﯾﺖ ﺷﻮد. ﺗﻌﺪاد آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎ:
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺳﺮاﺳﺮي4Φ 22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﺑﺎﻻ8Φ22 :
آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﺗﻘﻮﯾﺘﯽ ﭘﺎﯾﯿﻦ1Φ 22 :
ﻃﺮاﺣﯽ آرﻣﺎﺗﻮرﻫﺎي ﻋﺮﺿﯽ:
ﻣﻄﺎﺑﻖ آﯾﯿﻦﻧﺎﻣﻪ در اﯾﻦ ﺟﻬﺖ از آرﻣﺎﺗﻮر ﺣﺪاﻗﻞ ﺑﻪ ﺷﺮح زﯾﺮ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﮐﻨﯿﻢ:
ρ = 0.002
As = 0.002 × L × h = 0.002 × 2000 × 70 = 280cm 2 → USE 182 Φ14@96mmدرﮐﻞ ﻃﻮل ﭘﯽ
ﮐﻨﺘﺮل ﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻣﻮﺟﻮد: اﻟﻒ(آرﻣﺎﺗﻮﻫﺎي ﻃﻮﻟﯽ:
=48 db=1.05mﻃﻮل ﻣﻬﺎري ﻻزم
ﺑﺎ ﺗﻮﺟﻪ ﺑﻪ ﻧﻤﻮدار ﻟﻨﮕﺮ ﻧﯿﺎزي ﺑﻪ ﻗﻼب اﺳﺘﺎﻧﺪارد ﻧﯿﺴﺖ و ﻓﻀﺎي ﻻزم ﺟﻬﺖ ﺗﺄﻣﯿﻦ ﻃﻮل ﻣﻬﺎي ﻣﺴﺘﻘﯿﻢ ﻣﯿﻠﮕﺮد Φ22ﻓﺮاﻫﻢ ﻣﯽﺑﺎﺷﺪ. ب(ﺧﺎﻣﻮت ﮔﺬاري:
ﯾﻌﻨﯽ از ﺧﺎﻣﻮﺗﻬﺎي Φ14ﺑﺎ دوﺷﺎﺧﻪ ﻗﺎﺋﻢ اﺳﺘﻔﺎده ﻣﯽﺷﻮد.
3.5bw 3.5 × 100 Av s = f = 3000 = 0.117 min y Av = 2.3cm 2 → USEΦ14ﻓﺮضS=20cm :
Related Documents
Khaled Tofighi- Steel Project
May 2020 21
Tata Steel Project
May 2020 4
Cheb Khaled
June 2020 10
Steel
May 2020 33
Steel
October 2019 42
2 Khaled Cv Ph
May 2020 4More Documents from "Alkhalid Alhababi"
Khaled Tofighi- Steel Project
May 2020 21
Escalier.xls
August 2019 33
