1-3-فصول تشکیل دهنده‌ی پایان‌نامه8
فصل دوم : بررسی سیستم سازه‌ای قاب خمشی
2-1-مقدمه…11
2-2-رفتار قاب‌های خمشی در برابر بار جانبی12
2-2-1-تغییر شکل ناشی از خمش طره‌ای13
2-2-2-تغییر شکل ناشی از خمش تیرها و ستون‌ها13
2-3-رابطه‌ی بار- تغییر مکان در قاب‌های خمشی14
2-4-رفتار چرخه‌ای قاب‌ها14
2-5-شکل‌پذیری قاب‌های خمشی15
2-6-مفاصل پلاستیک در قاب‌های خمشی16
2-7-ظرفیت دوران پلاستیک17
2-8-تعیین موقعیت مفاصل پلاستیک18
2-9-مشخص کردن لنگر پلاستیک محتمل در مفصل پلاستیک19
2-10-کنترل ضابطه‌ی تیر ضعیف – ستون قوی19
2-11-چشمه‌ی اتصال21
2-12-اتصالات در قاب‌های خمشی:24
2-12-1-اتصالات غیر مسلح:25
2-12-2-اتصالات مسلح شده:29
2-13-عوامل موثر بر عملکرد لرزه‌ای اتصالات:31
2-13-1-نامعینی (REDUNDANCY) در قاب‌های خمشی و اثر آن بر اتصالات:32
2-13-2-اثرات نسبت دهانه به عمق بر رفتار اتصالات :32
2-13-3-اثر ضخامت بال اتصال بر عملکرد اتصال:34
2-13-4-اثرات تسلیم چشمه اتصال در عملکرد اتصال:35
2-13-5-اثرات خاصیت فولاد در عملکرد اتصال:35
2-13-6-اثرات نوع جوش و پروسه جوش کاری بر رفتار اتصال:35
فصل سوم : تحلیل دینامیکی افزایشی
3-1-مقدمه.38
3-2-تعاریف بنیادی در تحلیل دینامیکی افزایشی تک رکورده[10]43
3-3-تحلیل دینامیکی افزایشی چند رکورده46
3-4-انتخاب IM و روش صحیح مقیاس کردن[10]49
3-5-الگوریتم کلی روش IDA51
3-6-مقایسه روش IDA با روش تحلیل بار فزاینده53
3-7-برآورد ظرفیت سازه‌ای و شرایط حدی بر اساس تحلیل IDA تک رکورده55
فصل چهارم : ارزیابی احتمالاتی عملکرد لرزه ای
4-1-مقدمه…….59
4-2-مهندسی زلزله بر مبنای عملکرد (PBEE)59
4-3-روش‌های مختلف ارزیابی عملکرد62
4-3-1-تخمین مستقیم PCX و λc64
4-3-2-تخمین PCIM,X و λc65
4-3-3-کفایت IM : تخمین PCIM و λc67
4-4-چارچوب پیشنهادی PEER برای ارزیابی عملکرد68
4-5-تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای بر مبنای پارامتر (IM)70
4-5-1-ویژگی‌های یک شاخص شدت مطلوب]13[.71
4-5-2-کلیات و مفاهیم پایه72
4-5-3-عدم قطعیت (Uncertainty)73
4-5-4-روش برخورد احتمالاتی با عدم قطعیت‌ها:77
4-5-5-مدل کردن عدم قطعیت‌های تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه ای78
4-5-6-چارچوب تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای بر مبنای IM :81
4-5-7-رویکرد FEMA35085
فصل پنجم : مدل سازی رفتار قاب‌های خمشی تحت بارهای لرزه ای
5-1-مقدمه…….98
5-2-مدل سازی بدون در نظر گرفتن زوال سختی و مقاومت99
5-2-1-مدل‌های خطی مرکز به مرکز (بدون در نظر گرفتن چشمه اتصال)99
5-2-2-مدل‌های خطی با در نظر گرفتن چشمه اتصال99
5-2-3-مدل غیرخطی مرکز به مرکز100
5-2-4-مدل غیر خطی با در نظر گرفتن چشمه اتصال101
5-3-مدل‌هایی که زوال سختی و مقاومت در بار سیکلی را لحاظ می‌کنند103
5-3-1-مدل ایبارا- کراوینکلر (Ibarra – Krawinkler ) :105
5-3-2-مدل اصلاح شده ایبارا-کراوینکلر (Modified Ibarra – Krawinkler Model)110
فصل ششم : مشخصات سازه های مورد استفاده و نحوه مدل سازی
6-1-مشخصات سازه های مورد استفاده118
6-2-معرفی نرم افزار و نحوه مدل سازی124
6-3-انتخاب شتاب نگاشت‌ها:127
6-4-آنالیز دینامیکی غیرخطی افزایشی128
6-5-پردازش آماری بر روی اطلاعات منحنی‌های چند رکورده IDA130
فصل هفتم : بررسی و مقایسه نتایج
7-1-مقایسه نمودارهای بدست آمده از تحلیل دینامیکی فزاینده و تحلیل استاتیکی غیر خطی132
7-2-سازه 3 طبقه132
7-2-1-بررسی منحنی‌های ظرفیت سازه132
7-3-سازه 9 طبقه134
7-4-سازه 20 طبقه136
7-5-نتیجه گیری:137
7-6-منحنی‌های آسیب پذیری (Fragility Curves)139
7-7-تعیین سطوح اطمینان سازه ها به وسیله رویکرد FEMA350145
فصل هشتم : نتایج
8-1-مقدمه148
8-2-نتیجه گیری149
8-3-پیشنهاداتی برای تحقیقات آینده150
مراجع162
فهرست جداول
عنوان صفحه
جدول 2- 1- اتصالات از پیش پذیرفته شده [5]25
جدول 2- 2- الزامات اتصال RBSاز پیش پذیرفته شده[5]29
جدول 3- 1-انواع تحلیل در سازه ها و فرایند آن‌ها]8[39
جدول 4- 1- کلیات روش ارزیابی عملکردی]8[68
جدول 4- 2- ضریب اعتماد Λ، تابعی از سطح اعتماد، ضریب خطر، عدم قطعیت]16[.86
جدول 4- 3- مقادیر قراردادی برای شیب منحنی لگاریتمی خطر ]16[.87
جدول 4- 4- ضریب بایاس]16[.88
جدول 4- 5- ظرفیت تغییر مکان نسبی بین طبقات کلی و ضریب مقاومت برای ساختمان‌های منظم]16[.89
جدول 4- 6- ظرفیت محلی و ضریب ظرفیت محلی و حد کاهش مقاومت برای اتصالات نوع 1 (اتصال شکل‌پذیر) ]16[.91
جدول 4- 7- ظرفیت محلی و ضریب ظرفیت محلی و حد کاهش مقاومت برای اتصالات نوع 2 (اتصال ترد ) ]16[.91
جدول 4- 8-ضریب تقاضا]5[.93
جدول 4- 9-ضریب عدم قطعیت تحلیل در تقاضا]16[.94
جدول 4- 10– ضریب عدم قطعیت برای ارزیابی تغییر مکان نسبی داخلی محلی]16[.95
جدول 4- 11-برای ارزیابی تغییر مکان نسبی داخلی کلی]16[.96
جدول 5- 1- خلاصه ای از قابلیت‌های مدل‌های هیسترزیس معرفی شده ]20[ .105
جدول 5- 2- مقادیر پیشنهادی برای نسبت مقاومت خمشی مورد انتظار به موثر و نسبت بعد از تسلیم ]20[ .113
جدول 5- 3- مقادیر پارامترهای مدلسازی برای تیرهای طبقه دوم سازه سه طبقه (W33X118)116
جدول 5- 4- مقادیر مربوط به پانل اتصالات تیر به ستون در طبقه دوم سازه سه طبقه116
جدول 6- 1مشخصات مقاطع سازه 3 طبقه با قاب خمشی122
جدول 6- 2-مشخصات مقاطع سازه 9 طبقه با قاب خمشی122
جدول 6- 3- مشخصات مقاطع سازه 20 طبقه با قاب خمشی123
جدول 6- 4- مشخصات لرزه‌ای رکورد های انتخاب شده128
فهرست اشکال
عنوان صفحه
شکل 2- 1- ساختمان DAVIS WING با سیستم قاب خمشی ویژه، ستون‌های W36 و تیرهایW30 [1].12
شکل 2- 2- تغییر شکل قاب‌های خمشی[2]13
شکل 2- 3- روابط بار- تغییر مکان برای قاب خمشی تحت بار ثقلی[3]14
شکل 2- 4- روابط بار- تغییر مکان قاب‌های خمشی پرتال[2]15
شکل 2- 5- روابط شکل‌پذیری برای قاب خمشی پرتال[2].16
شکل 2- 6- ظرفیت دوران پلاستیک مورد نیاز قاب‌های خمشی[2]17
شکل 2- 7- محل تشکیل مفاصل پلاستیک[2].18
شکل 2- 8- تلاش‌های وارده در محل تشکیل مفاصل پلاستیک[2].18
شکل 2- 9- مود گسیختگی و تشکیل طبقه‌ی نرم [2].20
شکل 2- 10- چشمه‌ی اتصال[2].21
شکل 2- 11- تغییر شکل چشمه‌ی اتصال ]2[23
شکل 2- 12- شکست ترد در چشمه‌ی اتصال و شکل 2- 13- تقویت چشمه‌ی اتصال،تشکیل مفصل در تیر [1].23
شکل 2- 14- اتصالات جوشی با گیرداری کامل (FR) [5].26
شکل 2- 15- اتصالات پیچی با گیرداری کامل (FR) [5].27
شکل 2- 16- اتصال با گیرداری نسبی(PR) [5].27
شکل 2- 17- نمونه‌هایی از اتصالات صلب ماهیچه ای مسلح[6].30
شکل 2- 18- نمونه‌هایی از اتصالات صلب با ورق تقویتی مسلح[6].31
شکل 2- 19- توزیع کرنش الاستیک و پلاستیک در تیرهای با عمق متفاوت[6].34
شکل 2- 20- اثر طول دهانۀ تیر[6]34
شکل 3- 1- نتایج حاصل از منحنی‌های IDA برای ساختمانی 20 طبقه با قاب فولادی ممان گیر تحت رکورد زلزله 1940 السنترو… 42
شکل 3- 2- نمودارهای IDA تک رکورده برای یک ساختمان 5 طبقه بادبندی تحت چهار رکورد زلزله مختلف [10]47

در این سایت فقط تکه هایی از این مطلب با شماره بندی انتهای صفحه درج می شود که ممکن است هنگام انتقال از فایل ورد به داخل سایت کلمات به هم بریزد یا شکل ها درج نشود

شما می توانید تکه های دیگری از این مطلب را با جستجو در همین سایت بخوانید

ولی برای دانلود فایل اصلی با فرمت ورد حاوی تمامی قسمت ها با منابع کامل

اینجا کلیک کنید

شکل 3- 3- منحنی‌های IDA برای ساختمانی 5 طبقه و بادبندی و پریود 8/1 ثانیه در برابر 30 رکورد [10]48
شکل 3- 4- پاسخ شکل پذیر قابی با چند درجه آزادی و پریود 1 ثانیه در برابر 20رکورد [10]50
شکل 3- 5- منحنی‌های IDA برای ساختمانی 9 طبقه با قاب ممان گیر و پریود 2/2 ثانیه [10]51
شکل 3- 6- الف و ب- منحنی میانه IDA در مقابل منحنی SPA در 2 ساختمان متفاوت [10]54
شکل 3- 7- قوانین پایه ای متفاوت در ساختمانی 3 طبقه با قاب ممان گیر و پریود 3/1 ثانیه [10].56
شکل 4- 1- مدل رگرسیون اعمال شده به جفت داده های شتاب طیفی و تقاضا ]14[79
شکل 4- 2- تقریب توانی تقاضا بر حسب شتاب طیفی]14[80
شکل 4- 3- نقش عدم قطعیت مدل در تعیین تقاضای لرزه ای]14[81
شکل 4- 4- تقریب خطی منحنی خطر لرزه‌ای بر حسب شتاب طیفی در مقیاس دو لگاریتمی]15[83
شکل 4- 5- منحنی ممان- انحناء برای اتصال شکل‌پذیر و شکل 4- 6- منحنی ممان- انحناء برای اتصال ترد]16[.90
شکل 5- 1- مدل قیچی برای در نظر گرفتن چشمه اتصال]17[100
شکل 5- 2- مدل غیر خطی بدون در نظر گرفتن چشمه اتصال]17[101
شکل 5- 3- مدل سازی چشمه اتصال با استفاده از المان متوازی‌الاضلاع]18[102
شکل 5- 4- رفتار نیرو تغییر مکان چشمه اتصال]18[102
شکل 5- 5- مقادیر تسلیم در رفتار سه خطی اختصاص داده شده به دو عضو به وسیله فوتچ و یان (FOUTCH، YUN) ]17[103
شکل 5- 6-منحنی نیرو تغییر مکان بدست آمده از بارگذاری مونوتونیک و سیکلی ]19[ .104
شکل 5- 7-منحنی پوش هیسترزیس (BACK-BONE) برای مدل‌های هیسترزیس ]19[ .106
شکل 5- 8- منحنی BILINEAR با تعریف حد مقاومت ]19[ .107
شکل 5- 9- قوانین پایه مدل هیسترزیس رأس گرا (PEAK – ORIENTED ) ]19[ .108
شکل 5- 10- قوانین پایه مدل هیسترزیس چلانده (PINCHING ) ]19[ .108
شکل 5- 11- نمایش چهار مود کاهندگی به صورت جداگانه بر روی مدل رأس گرا (PEAK – ORIENTED ):الف) زوال مقاومت پایه، ب) زوال مقاومت پس از تسلیم، ج) زوال سختی بار برداری د) زوال سختی بارگذاری دوباره ]19[ .109
شکل 5- 12- مدل اصلاح شده ایبارا-کراوینکلر ( MODIFIED IBARRA – KRAWINKLER MODEL) ]20[ .112
شکل 5- 13- کالیبره کردن مدل اصلاح شده بر روی دو نمونه از منحنی‌های ممان-انحنا آزمایشگاهی بدست آمده توسط الف) پوپوف ب) انگل هارت ]22[ .114
شکل 6- 1- مشخصات سازه های 9،3 و 20 طبقه با سیستم قاب خمشی [2].119
شکل 6- 2- دستگاه مختصات محلی و کلی برای المان‌ها [23]125
شکل 6- 3-نمودار بیشینه تغییر مکان نسبی برای مقیاس‌های مختلف یک رکورد جهت تعیین ناپایداری سازه130
شکل 7- 1- مقایسه منحنی حاصل از تحلیل استاتیکی با منحنی پوش آور مرجع [33]. سازه 3 طبقه با قاب خمشی133
شکل 7- 2 -منحنی DRIFT- برش پایه سازه 3 طبقه با قاب خمشی برای مجموعه 55 رکورد زلزله.133
شکل 7- 3 -منحنی‌های IDA،16%، 50% و 84% برای مجموعه 55 رکورد زلزله به همراه منحنی پوش آور سازه 3 طبقه با قاب خمشی.134
شکل 7- 4- مقایسه منحنی حاصل از تحلیل با منحنی پوش آور مرجع [33]. سازه 9 طبقه با قاب خمشی135
شکل 7- 5- منحنی DRIFT- برش پایه سازه 9 طبقه با قاب خمشی برای مجموعه 55 رکورد زلزله.135
شکل 7- 6- منحنی‌های IDA، 16%، 50% و 84% برای مجموعه 55 رکورد زلزله به همراه منحنی پوش آور سازه 9 طبقه با قاب خمشی.136
شکل 7- 7- منحنی DRIFT- برش پایه سازه 20 طبقه با قاب خمشی برای مجموعه 55 رکورد زلزله.136
شکل 7- 8-منحنی‌های IDA، 16%، 50% و 84% برای مجموعه 55 رکورد زلزله به همراه منحنی پوش آور سازه 20 طبقه با قاب خمشی.137
شکل 7- 9-منحنی ظرفیت سازه های مورد مطالعه138
شکل 7- 10-منحنی آسیب پذیری فرو پاشی کلی قاب خمشی سه طبقه با در نظر گرفتن تصادف.144
شکل 7- 11-منحنی آسیب پذیری فرو پاشی کلی قاب خمشی نه طبقه با در نظر گرفتن تصادف.144
شکل 7- 12-منحنی آسیب پذیری فرو پاشی کلی قاب خمشی بیست طبقه با در نظر گرفتن تصاد145
چکیده
از قاب خمشی همواره به عنوان یکی از سیستم‌های باربر جانبی شکل پذیر با قابلیت تحمل تغییر شکل‌های غیر خطی بزرگ بدون هر گونه کاهش قابل توجه در مقاومت و یا پایداری آن یاد شده است و از آنجا که در آیین نامه های جدید عملکرد لرزه‌ای سیستم‌ها مبنای طراحی قرار می‌گیرد، ارزیابی عملکرد لرزه‌ای این سیستم نیز از اهمیت قابل توجهی برخوردار شده است. در این راستا قاب‌های خمشی ویژه فولادی، سه، نه و بیست طبقه که توسط SAC معرفی شده‌اند انتخاب و سپس با استفاده از شتاب نگاشت‌های مناسب حوزه نزدیک، تحلیل دینامیکی غیر خطی افزایشی روی سازه های مورد مطالعه انجام شده است و منحنی‌های IDA بر حسب بیشینه نسبت تغییر مکان نسبی میان طبقه ای (MIDR) و پارامتر شاخص شدت شتاب طیفی با میرایی پنج درصد در مود اول () به دست آمده است. پس از آن منحنی‌های IDA به دست آمده خلاصه سازی و پردازش شده و ظرفیت یا حالات حدی سازه ها در سطوح عملکرد متداول از این نمودار ها به دست آمده است. در ادامه منحنی‌های آسیب پذیری، مربوط به فرو پاشی کلی سازه های مورد مطالعه، با در نظر گرفتن عدم قطعیت‌های ذاتی و دانش در پاسخ سازه از روش‌های مختلف به دست آمده است و پتانسیل فروپاشی سازه ها از دو طریق احتمال وقوع فروپاشی کلی در سطوح خطر گسسته زلزله و برآورد احتمال فرا گذشت سالیانه میانگین (MAF) فرو پاشی تعیین شده است؛ و در نهایت سطوح اطمینان سازه ها در اهداف عملکردی مورد نظر به وسیله رویکرد FEMA350 به دست آمده است.
کلید واژه ها: شکل‌پذیری، فروپاشی، دریفت، تحلیل دینامیکی غیرخطی افزایشی، منحنی‌های آسیب پذیری، شاخص شدت
اهداف و روند تحقیق
فصل اول
« اهداف و روند تحقیق »
مقدمه
سالیان متمادی هدف آیین نامه‌ها و دستورالعمل‌های لرزه ای، معرفی سیستم‌های سازه ای با قابلیت مقاومت در برابر زلزله بدون ویرانی و یا آسیب‌های سازه‌ای عمده بود. برای رسیدن به این هدف یکی از اصول اساسی دست یافتن به مصالح و سیستم سازه ای شکل‌پذیر می‌باشد. منظور از شکل پذیر بودن سازه، قابلیت تحمل تغییر شکل‌های غیرخطی بزرگ، بدون هرگونه کاهش در مقاومت و یا ناپایداری و ویرانی می‌باشد؛ لذا انتظار می‌رود سیستم‌های سازه‌ای با شکل‌پذیری بالا قابلیت مقاومت در برابر تقاضایی بسیار بزرگ‌تر از حد الاستیک خود را داشته باشند.
از اوایل سال 1960، به لحاظ تصوری که از رفتار مناسب و شکل پذیر سیستم قاب خمشی در برابر بارهای جانبی می‌شد، با اقبال عمومی خیره کننده ای روبرو گردید و در اغلب سازه های فولادی بکار برده می‌شد و بسیاری از مهندسان بر این باور بودند که آسیب سازه‌ای عمده ای در هنگام زلزله متوجه قاب‌های خمشی فولادی نخواهد بود و در صورت بروز آسیب، این موضوع به خرابی در سطح اعضاء و اتصالات محدود خواهد ماند.
ضعف عمده قاب‌های خمشی فولادی در زلزله های سال 1994 نورثریچ1 و 1995 کوبه2 این تصور را به چالش کشید. بعد از زلزله مشاهده شد که تعدادی از ساختمان‌های قاب خمشی فولادی متحمل شکست ترد در اتصالات به ویژه در ناحیه جوش شده بال پایین تیر به ستون شده‌اند. دامنه خرابی‌ها بسیار فراگیر بود تا آنجا که ساختمان‌های 1 تا 26 طبقه، ساختمان‌های با عمر ساخت کوتاه و حتی در حال ساخت را شامل می‌شد. نکته قابل توجه این بود که اکثر ساختمان‌های آسیب دیده بر طبق ضوابط آیین نامه‌های معتبر قبل از این زلزله ها طراحی شده بودند و علاوه بر آن در مناطقی با سطح خطر زلزله متوسط قرار داشتند.
پیدایش این قبیل خرابی‌های وسیع و شکست‌های ترد غیر منتظره در اتصالات، منجر به تحقیقات و بررسی‌های بسیاری به منظور بهبود عملکرد لرزه‌ای قاب‌های خمشی فولادی گردید که از نتایج آن‌ها می‌توان به معرفی اتصالات جدیدتر و مقاوم‌تر در برابر بارهای لرزه‌ای اشاره کرد.
اما معرفی اتصالات جدید، تنها رویکرد در پیش گرفته برای جلوگیری از تکرار چنین حوادث تلخی نبود چرا که آسیب‌های سازه‌ای مشاهده شده بعد از زلزله های نورثریچ و کوبه، ضعف روش‌های طراحی و ارزیابی قاب‌های خمشی فولادی را هم آشکار نمود و بر ضرورت ارائه روش‌های جدید در طراحی و ارزیابی ساختمان‌ها با توجه به عملکرد مورد انتظار تاکید نمود. در این راستا فلسفه و مبنای آیین نامه ها مورد بازنگری و دگرگونی کلی قرار گرفت و منجر به پیدایش نسل جدیدی از دستورالعمل‌های طراحی بر اساس عملکرد گردید که در آن‌ها از روش طراحی بر اساس عملکرد3 استفاده شده است، که هدف اصلی آن‌ها – و اغلب تنها هدفشان- این است که مانع فروریزش کلی سازه شوند، اصلاحات قابل توجهی داشته‌اند، اما کاستی‌هایی نیز دارند: این دستورالعمل‌ها بر مبنای سطوح خطر و عملکردی مجزا می‌باشند و وضعیت کمّی عملکرد را برای خطر لرزه‌ای پیوسته مشخص نمی‌کنند. علاوه بر آن تایید کفایت عملکرد در سطح اجزا صورت می‌گیرد نه در سطح کل سیستم و در نتیجه یک تراز عملکردی خاص در صورتی که معیار پذیرش تنها در یک جزء واحد رد شود، ارضا نخواهد شد و در نهایت اینکه ارزیابی عملکرد در این دستورالعمل‌ها، تعیینی است (به استثنای تعیین طیف خطر یکنواخت) و امکان بررسی صریح عوامل عدم قطعیت (ذاتی و دانش) که باید در ارزیابی عملکرد بر مبنای قابلیت اطمینان بررسی شوند، وجود ندارد.
برای رفع کاستی‌های فوق‌الذکر، در روش‌های طراحی بر اساس عملکرد، تحقیقات با هدف توسعه مهندسی زلزله بر اساس عملکرد (PBEE)4 در حال انجام است تا روشی جامع جهت جایگزینی نسل اول روش‌های مهندسی زلزله که در بالا به آن‌ها اشاره شد، پیشنهاد شود. چشم انداز این روش توسط مؤسسه 5PEER در قالب چارچوب زیر ترسیم شده است[8]:
λ(DV)=∭▒〖G<DV〗 |DM┤>dG<DM|EDP┤>dG<EDP|IM┤>dλ(IM)
*(کلیه پارامتر های معادله فوق در فصل 4 بخش 4 به طور کامل شرح داده خواهد شد)
اهداف نهایی در این چهار چوب تخمین احتمالاتی خسارت، هزینه ها و مدت زمان توقف کاربری می‌باشند. معادله بالا یک ساختار کلی برای هماهنگ سازی و ترکیب تحقیقات متنوع تحلیل خطر لرزه ای، مهندسی زلزله و تحلیل ریسک است و بدین وسیله، مسئله ابتدا به چهار جزء پایه ای تحلیل خطر، پیش بینی تقاضا، مدل سازی حالت‌های آسیب و گسیختگی و تخمین خسارت از طریق معرفی سه متغیر میانی، 6IM ،7EDP و 8DM تفکیک می‌شود و سپس این اجزا مجدداً از طریق انتگرال گیری روی تمام سطوح متغیرهای میانی به هم مرتبط می‌شوند.
هدف این پایان نامه و یا تحقیقات مشابه یعنی ارزیابی عملکرد با استفاده از تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای بر مبنای پارامتر IM، جزیی از چشم انداز جامع و کلی پیشنهادی برای ارزیابی اهداف عملکردی توسط PEER است که می‌تواند در چارچوب زیر تعریف شود:
λ(C)=∬▒〖G<C|EDP┤>dG<EDP|IM┤>Dλ(IM)〗
*(کلیه پارامتر های معادله فوق در فصل 4 بخش 4 به طور کامل شرح داده خواهد شد)
آگاهی از میزان تقاضای لرزه‌ای در یک سیستم سازه ای یکی از اجزای مهم ارزیابی عملکرد لرزه‌ای است که به شدت تحت تأثیر عدم قطعیت‌ها در حرکات زمین و پاسخ سازه است و تنها راه در نظر گرفتن این عدم قطعیت‌ها مدل کردن دقیق آن‌ها با توجه به تئوری‌های آمار و احتمالات است. در تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای بر مبنای پارامتر IM، برای سادگی در برخورد با مسئله عدم قطعیت‌ها، با استفاده از یک پارامتر واسطه IM، هر یک از عدم قطعیت‌های موجود در حرکت زمین و پاسخ سازه به صورت جداگانه مدل می‌شود و یا به عبارت دیگر، با توجه به کفایت پارامتر واسطه فرض می‌شود که این عدم قطعیت‌ها از هم مستقل باشند. بدین ترتیب مسئله به دو ریز مسئله مجزای تحلیل خطر لرزه‌ای و تعیین توزیع تقاضای لرزه‌ای به وسیله تحلیل غیر خطی سازه تبدیل می‌شود و سپس نتایج نهایی با هم ترکیب می‌شود .
برای محاسبه توزیع تقاضا و ظرفیت لرزه ای، یکی از جدیدترین روش‌ها، روش تحلیل دینامیکی غیر خطی افزایشی (IDA)9 می‌باشد که توانایی پوشش تقاضای لرزه‌ای سازه ای از حالت الاستیک تا ناپایداری کلی را دارا است. در این روش از مفهوم دیرینه مقیاس کردن رکورد ها اما به صورت هدفمند استفاده شده و مدل سازه را تحت یک یا چند رکورد در سطوح متفاوت شدت حرکات زمین قرار می‌دهند.
از آنجا که یکی از اهداف ارزیابی بر اساس عملکرد، درک صحیح از رفتار غیرخطی سازه در سطوح عملکرد نزدیک به فروپاشی سازه می‌باشد، در این راستا ایجاد مدل‌های هیسترزیس که بتواند تمام پدیده های تأثیر گذار روی تعیین تقاضای لرزه‌ای تا فروپاشی سازه را در برگیرد، یکی از چالش‌های ارزیابی بر اساس عملکرد به حساب می‌آید و مدل‌هایی که زوال سختی و مقاومت در بار سیکلی را لحاظ می‌کنند در مدل سازی رفتار غیرخطی سازه از اهمیت فوق‌العاده ای برخوردار می‌باشند که از جدیدترین این مدل‌ها می‌توان به مدل اصلاح شده‌ی ایبارا- کراوینکلر (2008) ‌[20] اشاره کرد.
نتایج تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای بر مبنای پارامتر IM می‌تواند به دو صورت بیان شود که یکی از آن‌ها منحنی‌های آسیب پذیری احتمال وقوع ظرفیت یا حالت حدی بوده و دیگری برآورد احتمال میانگین فراگذشت سالیانه حالت حدی می‌باشد که در میان انواع مختلف حالت حدی، فروپاشی کلی سازه از اهمیت بیشتری برخوردار می‌باشد و در تحقیقات بیشتری مورد بررسی قرار گرفته است. علاوه بر این نتایج، روش جامعی تحت عنوان رویکرد FEMA350 [5] در زمینه تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای برای محاسبه سطوح اطمینان از عملکرد سازه های قاب خمشی فولادی ارائه شده که چارچوب مناسبی جهت برخورد با سه دسته عدم قطعیت کلیدی، یعنی عدم قطعیات موجود در حرکت زمین، پاسخ سازه و ظرفیت سازه را فراهم می‌کند و اثرات این عدم قطعیات را بر دو پارامتر بنیادی تقاضا و ظرفیت بیان می‌کند.
بیان مسئله و اهداف تحقیق:
همان‌طور که اشاره شد هدف ما ارزیابی عملکرد قاب‌های خمشی فولادی ویژه با استفاده از تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای بر مبنای پارامتر IM، با تمرکز بر مدل کردن عدم قطعیت‌های پاسخ سازه می‌باشد و مدل کردن عدم قطعیت‌های موجود در حرکت زمین و تحلیل خطر لرزه‌ای جزء اهداف این پایان نامه نمی‌باشند.
در این راستا قاب‌های خمشی ویژه فولادی سه، نه و بیست طبقه مطابق نشریه FEMA 355C [6] در نظر گرفته شده، سپس رفتار غیر خطی اعضای فولادی با استفاده از مدل جدید اصلاح شده‌ی ایبارا- کراوینکلر (2008) ‌[20] در نرم افزار Opensees مدل سازی شده است و با انتخاب شتاب نگاشت‌های مناسب حوزه نزدیک، تحلیل دینامیکی غیر خطی افزایشی روی سازه های مورد مطالعه انجام شده است و منحنی‌های IDAبر حسب دو پارامتر تقاضای بیشینه نسبت تغییر مکان بام (MRDR) و بیشینه نسبت تغییر مکان نسبی میان طبقه ای (MIDR) و پارامتر شاخص شدت شتاب طیفی با میرایی پنج درصد در مود اول به دست آمده است . سپس منحنی‌های IDA به دست آمده خلاصه سازی شده و مقادیر سه صدک آماری 16، 50 و 84 درصد با پردازش آماری بر روی محور تقاضا برای هر کدام از سازه ها به دست آمده است که امکان قضاوت بهتر نسبت به کلیات تحلیل و همچنین مقایسه‌ی بین دو EDP استفاده شده را میسر می‌کند و در نهایت ظرفیت یا حالات حدی سازه ها در سطوح عملکرد متداول از این نمودارها به دست آمده است.
در ادامه منحنی‌های آسیب پذیری، مربوط به فرو پاشی کلی سازه های مورد مطالعه، با در نظر گرفتن عدم قطعیت‌های ذاتی و دانش در پاسخ سازه از روش‌های مختلف به دست آمده و سپس با استفاده از منحنی‌های تحلیل خطر لرزه‌ای موجود برای سازه های مورد مطالعه، پتانسیل فروپاشی سازه ها از دو طریق منحنی‌های آسیب پذیری فرو پاشی کلی و برآورد احتمال میانگین فراگذشت سالیانه فرو پاشی تعیین شده است.
فصول تشکیل دهنده‌ی پایان‌نامه
همان‌گونه که گفته شد هدف از این تحقیق، تحلیل احتمالاتی تقاضای لرزه‌ای در قاب‌های خمشی فولادی می‌باشد که سعی شده در هشت فصل به این مهم دست یابیم.
در فصل دوم ابتدا به بررسی رفتار کلی سیستم مورد مطالعه در این پایان نامه یعنی سیستم قاب خمشی می‌پردازیم و پس از نگاهی مختصر بر تعاریف و مفاهیم کلی، به فلسفه روابط آیین نامه ای در این سیستم‌ها اشاره می‌شود و از آنجا که مهم‌ترین موضوع در بحث قاب‌های خمشی، اتصالات آن‌ها می‌باشد در ادامه پس از معرفی اتصالات از پیش تأیید شده در قاب‌های خمشی به عوامل مؤثر بر عملکرد اتصالات و به تبع آن در قاب‌های خمشی پرداخته می‌شود تا با شناخت کامل و کافی به انتخاب و طراحی مناسب از سازه های هدف دست یافت.
فصل سوم به کلیات و مفاهیم پایه‌ی تحلیل دینامیکی افزایشی، که توزیع تقاضا و ظرفیت در سطوح مشخص IM را به دست می‌دهد، و همچنین مزایا و ضرورت استفاده از آن می‌پردازد و در ادامه به نحوه خلاصه سازی ،استخراج نتایج و برآورد ظرفیت سازه ای و شرایط حدی از منحنی‌های IDA به دست آمده، اشاره می‌شود .
در فصل چهارم پس از ترسیم چشم انداز کلی مهندسی زلزله بر اساس عملکرد، روندی که در گزارش FEMA350 ارائه شده است، توصیف می‌گردد. در فصل پنجم به نحوه مدل سازی رفتار غیر خطی قاب‌های خمشی پرداخته شده و پس از مروری مختصر بر روند مرسوم مدل سازی بدون در نظر گرفتن زوال سختی و مقاومت سیکلی در تحقیقات گذشته‌ی تعیین تقاضای لرزه ای، مدل جامع ایبارا- کراوینکلر که زوال سختی و مقاومت را به خوبی لحاظ می‌کند، شرح داده شده است. پرداختن به این مدل که در این پایان نامه در مدل سازی رفتار غیر خطی قاب‌های خمشی مورد استفاده قرار گرفته پایان بخش این فصل می باشد.
فصل ششم به انجام تحلیل‌های دینامیکی غیرخطی افزایشی بر پایه مفاهیم و موضوعات بحث شده در فصل سوم اختصاص یافته و پس از معرفی نرم افزار و شتاب نگاشت‌های مورد استفاده، منحنی‌های IDA بدست آمده برای پارامترهای شاخص شدت و تقاضای انتخاب شده مورد پردازش و بررسی قرار گرفته و در نهایت ظرفیت یا حالات حدی از این نمودارها برداشت شده است.
در فصل هفتم نتایج بدست آمده از تحلیل های مختلف ارائه و با یکدیگر مقایسه شده است.
در فصل هشتم که فصل انتهایی می‌باشد به بیان نتایج پژوهش و همچنین پیشنهاداتی برای تحقیقات آینده می‌پردازیم.
بررسی سیستم سازه‌ای قاب خمشی
فصل دوم
« بررسی سیستم سازه‌ای قاب خمشی »
مقدمه
در ساختمان‌ها از سیستم‌های باربر جانبی مختلفی برای مقابله با نیروی جانبی وارد بر ساختمان استفاده می‌شود که از آن جمله می‌توان به قاب‌های خمشی (MRF)10 اشاره کرد. سالیان متمادی هدف آیین نامه‌ها و دستورالعمل‌های لرزه‌ای فراهم آوردن ساختمانی با قابلیت مقاومت در برابر زلزله بدون ویرانی و یا آسیب‌های عمده سازه‌ای بود. برای رسیدن به این هدف یکی از اصول اساسی دست یافتن به مصالح و سیستم سازه ای شکل‌پذیر می‌باشد. منظور از شکل پذیر بودن سازه، قابلیت تحمل تغییر شکل‌های غیرخطی بزرگ بدون هرگونه کاهش در مقاومت و یا ناپایداری و ویرانی می‌باشد. به طور کلی سیستم‌های سازه‌ای با شکل‌پذیری بالا برای نیروی کمتری نسبت به سیستم‌هایی با شکل‌پذیری پایین طراحی می‌شوند، چرا که انتظار می‌رود سیستم‌های سازه‌ای با شکل‌پذیری بالا قابلیت مقاومت در برابر تقاضایی بسیار بزرگ‌تر از حد الاستیک خود را داشته باشند.
از مهم‌ترین مزایای این سیستم می‌توان به عدم تداخل در ملاحظات معماری از قبیل تعبیه‌ی بازشوها اشاره کرد. در این نوع سیستم تمام دهانه‌ها برای تعبیه‌ی بازشو آزاد هستند. از لحاظ رفتاری نیز این سیستم دارای شکل‌پذیری بسیار خوبی بوده و قابلیت بالایی در استهلاک انرژی از خود نشان می‌دهد. سختی این سیستم در مقایسه با سایر سیستم‌های مقاوم سازه‌ای در برابر بارهای جانبی، کم است. سختی نسبتاً کم این سیستم موجب می‌شود که در برخی مواردِ ارضای محدودیت‌های تغییر مکان جانبی در ساختمان‌های بلند، ممکن است منجر به استفاده از مقاطع بزرگ‌تر و در نتیجه افزایش وزن سازه و غیر اقتصادی شدن طرح در مقایسه با سایر سیستم‌های مقاوم لرزه‌ای شود.
در حالت کلی از لحاظ پیکربندی، این سیستم از شبکه‌های مستطیلی تیرهای افقی و ستون‌های قائم با اتصالات صلب تشکیل یافته است. این سیستم باید مقاومت و سختی لازم را جهت مقابله با بارهای ثقلی و نیروهای زلزله و تغییر شکل‌های ناشی از آن داشته باشد.
شکل 2- 1- ساختمان Davis Wing با سیستم قاب خمشی ویژه، ستون‌های W36 و تیرهایW30 [1].
در ادامه ابتدا به بررسی رفتار کلی سیستم قاب خمشی می‌پردازیم و پس از نگاهی مختصر بر تعاریف و مفاهیم کلی به فلسفه روابط آیین نامه ای در این سیستم‌ها اشاره می‌شود. از آنجا که مهم‌ترین موضوع در بحث قاب‌های خمشی، اتصالات آن‌ها می‌باشد پس از معرفی اتصالات از پیش تأیید شده در قاب‌های خمشی، به عوامل مؤثر بر عملکرد اتصالات پرداخته می‌شود.
رفتار قاب‌های خمشی در برابر بار جانبی
واکنش یک قاب خمشی در برابر بارهای زلزله در حقیقت چرخش گره‌ها و ایجاد تغییر شکل‌های خمشی در تیرها و ستون‌های آن می‌باشد. این تغییر شکل‌ها در اثر دو عامل عمده‌ی : الف- تغییر شکل ناشی از خمش طره‌ای و ب- تغییر شکل ناشی از خمش تیرها و ستون‌ها، به وجود می‌آیند. در ادامه اثرات دو عامل فوق در تغییر شکل قاب‌های خمشی تشریح می‌شوند [2].
تغییر شکل ناشی از خمش طره‌ای
در اثر واژگونی، قاب به صورت یک تیر طره‌ای عمل می‌کند و به دلیل تغییر شکل محوری، ستون‌های فشاری قاب کاهش طول می‌دهند و ستون‌های کششی در قاب افزایش طول پیدا می‌کنند. بررسی‌ها نشان داده‌اند که سهم این عامل حدود 20% از کل تغییر شکل قاب خمشی می‌باشد. در شکل 2- 2 تغییر شکل‌های قاب خمشی از جمله تغییر شکل طره‌ای قاب خمشی نشان داده شده است. در این نوع تغییر شکل در ستون‌های میانی، تغییر شکل محوری ناچیزی ایجاد می‌شود و نیروی محوری این ستون‌ها تقریباً برابر صفراست. در واقع ستون‌های میانی در محل تار خنثی تیر طره‌ای معادل قاب خمشی قرار می‌گیرند و کرنش در آن‌ها تقریباً برابر صفر خواهد بود [2].
تغییر شکل ناشی از خمش تیرها و ستون‌ها
این حالت نیز در شکل 2- 2 نشان داده شده است و در اثر خمش در تیرها و ستون‌ها ایجاد می‌شود. در این حالت دوران اتصال باعث ایجاد خمش در تیرها و ستون‌های متصل به آن می‌شود. در واقع تغییر مکان جانبی قاب در اتصالات به دوران تبدیل می‌شود. بنا بر بررسی‌های انجام شده سهم این عامل حدود 80% کل تغییر شکل قاب است که از این80% حدود 65% سهم خمش تیرها و 15% سهم خمش ستون‌ها می‌باشد. [2].

شکل 2- 2- تغییر شکل قاب‌های خمشی[2]
رابطه‌ی بار- تغییر مکان در قاب‌های خمشی
مطالعات بسیاری بر روی قاب‌های خمشی صورت گرفته است که نشان می‌دهد که روابط بار- تغییر مکان افقی قاب‌های خمشی وابسته به بارهای قائم می‌باشد. در شکل 2- 3 چند نمودار شماتیک از روابط بار- تغییر مکان افقی قاب‌های خمشی نشان داده شده است. در این نمودارها مشاهده می‌گردد که مقاومت یک قاب با افزایش بار قائم به دلیل اثر کاهش می‌یابد. بر این اساس در اکثر آیین‌نامه‌ها ضوابطی برای کنترل این اثر ارائه شده است. در برخی از آیین‌نامه‌ها در صورت بزرگ‌تر شدن جابه‌جایی نسبی طبقات از یک مقدار مشخص در نظر گیری اثر را لازم می‌دانند. در آیین‌نامه‌های جدیدتر مانند آیین‌نامه‌ی UBC97 به جای کنترل تغییر مکان الاستیک، تغییر مکان غیر الاستیک کنترل می‌شود.) شکل 2- 3([3].
اثرات نقش قابل توجهی در افزایش تغییر مکان جانبی قاب خمشی ایفا می‌کنند. بنابراین در تحلیل قاب‌های خمشی با توجه به محدودیت‌های آیین‌نامه‌ی ساختمانی مورد استفاده، حتماً باید اثرات لحاظ شود.

شکل 2- 3- روابط بار- تغییر مکان برای قاب خمشی تحت بار ثقلی[3]
رفتار چرخه‌ای قاب‌ها
چرخه‌های هیسترزیس با بارگذاری رفت و برگشتی سازه بدست می‌آیند و نمودار بار- تغییر مکان حاصل از این بارگذاری نشان دهنده‌ی شکل‌پذیری و قابلیت استهلاک انرژی در سیستم سازه‌ای می‌باشد. شکل 2- 4 روابط بار- تغییر مکان برای قاب‌های خمشی پرتال با مقیاس حقیقی را تحت یک بار افقی سیکلی نشان می‌دهد. اگر یک قاب تحت اثر بار قائم نباشد، منحنی بار- تغییر مکان تحت بار سیکلی به صورت شکل 2- 4-الف خواهد بود که مشاهده می‌شود که منحنی دوکی شکل و کاملاً پایدار است. به عبارت دیگر ظرفیت استهلاک انرژی قاب خمشی زیاد است. هنگامی که قاب خمشی تحت بار ثقلی قرار می‌گیرد، در منحنی بار- تغییر مکان شیب منفی ظاهر می‌شود که نمایانگر اثرات می‌باشد که در شکل 2- 4-ب به خوبی دیده می‌شود. [2].

شکل 2- 4- روابط بار- تغییر مکان قاب‌های خمشی پرتال[2]
شکل‌پذیری قاب‌های خمشی
یکی از عوامل مؤثر در بررسی رفتار قاب‌ها، شکل‌پذیری آن‌ها می‌باشد. شکل‌پذیری یک قاب بیش از همه‌ی عوامل تابعی از نسبت سختی تیرهای استفاده شده در قاب می‌باشد. ضریب شکل‌پذیری را می‌توان به صورت زیر برای یک قاب تعریف نمود:
2- 1 μ=δ_cr/δ_y =0.7+(0.3π√((E/E_y ) ))/(√((P/P_y ))(KL/r))
در شکل 2- 5 پارامترهای مورد استفاده در معادله‌ی (2-1) نشان داده شده است.

شکل 2- 5- روابط شکل‌پذیری برای قاب خمشی پرتال[2].
مفاصل پلاستیک در قاب‌های خمشی
تغییر شکل‌های غیرخطی قاب‌های خمشی در نواحی مشخصی از سازه روی می‌دهد. در کرنش‌های غیر الاستیک زیاد این نواحی می‌توانند تبدیل به مفصل شوند که این مفاصل قابلیت تحمل دوران‌های زیاد با نیروی تقریباً ثابتی را دارند. نواحی فوق معمولاً در انتهای تیرها و ناحیه‌ی چشمه‌ی اتصال واقع شده است. طراحی سازه می‌بایست به گونه‌ای صورت گیرد که از تشکیل مفاصل در ستون‌ها جلوگیری شود چرا که ممکن است به ایجاد مکانیزم طبقه نرم و انهدام سازه منجر گردد. تشکیل مفاصل در ستون‌ها قابلیت استهلاک انرژی را بسیار کاهش می‌دهد.[2]
اتصالات معرفی شده در آیین نامه های UBC و NEHRP تا قبل از زلزله‌ی نورتریج بر مبنای تشکیل مفصل پلاستیک در انتهای تیر و در وجه ستون با تغییر شکل محدود چشمه‌ی اتصال، استوار بود. توسعه‌ی تغییر شکل‌های زیاد در چشمه‌ی اتصال منجر به ایجاد تنش‌های ثانویه‌ی بالایی در ناحیه‌ی اتصال بال تیر به بال ستون می‌شود که می‌تواند باعث گسیختگی ترد در اتصال گردد. [2].
توسعه‌ی مفصل پلاستیک در انتهای تیر و در وجه ستون، منجر به ایجاد کرنش‌های غیر الاستیک بزرگی روی جوش، ناحیه‌ی سوخته (Heat Affected Zone) و بال ستون می‌گردد که مجموعه‌ی این عوامل سبب گسیختگی ترد اتصال می‌شود.
برای بدست آوردن عملکرد قابل اطمینان تر، پیشنهادها و راه کارهای متعددی در طراحی‌ها ارائه شده است. یکی از این پیشنهادها این است که اتصال تیر به ستون طوری طراحی و آرایش داده شود که مفصل پلاستیک با مقداری فاصله از بر ستون در تیرها تشکیل گردد. این عمل می‌تواند با تسلیح عرضی اتصال یا کاهش سطح مقطع تیر در آن فاصله صورت گیرد. مفاصل پلاستیک در تیرهای فولادی طول محدودی دارند و به صورت عمومی طول آن‌ها برابر نصف ارتفاع مقطع در نظر گرفته می‌شود. بنابراین محل تشکیل مفصل بایستی حداقل به اندازه‌ی نصف ارتفاع مقطع از وجه ستون فاصله داشته باشد. [2].
ظرفیت دوران پلاستیک
ظرفیت دوران پلاستیک یک اتصال باید منعکس کننده‌ی کل جابه‌جایی نسبی ایجاد شده در اثر بارهای زلزله و چگونگی هندسه‌ی قاب باشد. برای قاب‌های معمولی و زمین لرزه های تعریف شده در آیین‌نامه‌ها، حداقل ظرفیت دوران پلاستیک به صورت زیر پیشنهاد می‌شود:
2- 2 θ=0.025(1+(L-L^’)/L^’ )
در شکل 2- 6 دوران مفاصل پلاستیک به صورت شماتیک نشان داده شده است. دوران پلاستیک مورد نیاز در صورت استفاده از وسایل مستهلک کننده‌ی انرژی کاهش می‌یابد [2].
شکل 2- 6- ظرفیت دوران پلاستیک مورد نیاز قاب‌های خمشی[2]
تعیین موقعیت مفاصل پلاستیک
برای تیرهایی که در آن‌ها بار ثقلی نسبت کمی از کل مقاومت خمشی تیر می‌باشد، می‌توان تشکیل مفصل پلاستیک را در فاصله‌ی حدود 3/d از انتهای لبه‌ی مسلح شده‌ی تیر فرض کرد، که d عمق تیر است، مگر این که آزمایش‌ها موقعیت دیگری را نشان دهند (شکل 2- 7). موقعیت پیشنهاد شده برای مفصل پلاستیک واقع روی طول تیر، بر اساس نتایج آزمایش‌های صورت گرفته روی تیرهای دارای بارگذاری ثقلی می‌باشد. اگر مقاومت خمشی مورد نیاز برای تیر جهت مقابله با بار ثقلی بیشتر از این مقدار باشد، تعیین موقعیت مناسب برای مفصل پلاستیک باید بر اساس تحلیل پلاستیک بدست آید. [2].
در نواحی با لرزه‌خیزی بالا مانند نواحی 1و 2 استاندارد 2800 و یا نواحی 3و 4 آیین‌نامه‌ی UBC اثرات بار ثقلی روی تیرهای مقاوم در برابر نیروهای زلزله عموماً کمتر از مقدار ذکر شده می‌باشد. [2].
شکل 2- 7- محل تشکیل مفاصل پلاستیک[2].
شکل 2- 8- تلاش‌های وارده در محل تشکیل مفاصل پلاستیک[2].
مشخص کردن لنگر پلاستیک محتمل در مفصل پلاستیک
مقدار لنگر پلاستیک (یا ظرفیت تحمل لنگر) از رابطه‌ی زیر حاصل می‌شود:
2- 3 M_pr=βM_p=βZ_b F_y
که در معادله‌ی فوق:
M_pr: لنگر پلاستیک محتمل
β: این ضریب اثرات اختلاف ناشی از لنگر پلاستیک اسمی با لنگر پلاستیک حاصل از واقعی تیر و اثرات سخت‌شدگی مجدد فولاد را در بر می‌گیرد.

Z_b: مدول پلاستیک مقطع
استاندارد 2800، اثرات ضریب β را در تعیین لنگر پلاستیک لحاظ نکرده است. امّا در آیین‌نامه‌یAISC97 این اثرات با اعمال ضریبی به نام در روابط طراحی لحاظ شده است. مقدار این ضریب برای فولادهای A36 و AS72 برابر 5/1 و 3/1 و برای سایر فولادها برابر 1/1 پیشنهاد شده است. بر همین اساس آیین‌نامه‌ی 2800 طراحی اتصالات بدون نتایج آزمایش را برای 25/1 برابر لنگر پلاستیک تیر توصیه کرده است. ضریب عملکردی همانند ضریب مورد استفاده در تعیین ظرفیت لنگر نهایی در مقاطع بتنی دارا می‌باشد. در مقاطع بتنی طراحی شده بر اساس ضوابط ویژه برای تعیین ظرفیت لنگر مقطع، تنش تسلیم میلگرد طولی برای لحاظ کردن اثرات ناشی از سخت شدگی مجدد فولاد در 25/1 ضرب می‌شود. [2].
کنترل ضابطه‌ی تیر ضعیف – ستون قوی
در قاب‌های خمشی ویژه باید ضابطه‌ی تیر ضعیف – ستون قوی برقرار باشد. اما در قاب‌های خمشی معمولی نیازی به برقراری این ضابطه وجود ندارد. از دلایل مربوط به ضرورت ارضای این رابطه می‌توان به چند مورد عمده‌ی زیر اشاره کرد:
1- گسیختگی ستون‌ها عموماً منجر به گسیختگی کل سازه می‌شود.
2- در یک سازه با ستون ضعیف تغییر شکل‌های پلاستیک ممکن است در یک طبقه متمرکز گردد و منجر به ایجاد مکانیزم طبقه‌ی نرم و گسیختگی سازه گردد (شکل 2- 9).
شکل 2- 9- مود گسیختگی و تشکیل طبقه‌ی نرم [2].
3- جاری شدن ستون‌ها در اثر برش و خمش، افت مقاومت بیشتری نسبت به جاری شدن تیرها ایجاد می‌کند. عامل عمده‌ی این افت مقاومت اثرات نیروی محوری در ستون‌ها می‌باشد. آیین‌نامه‌های ساختمانی برای ارزیابی ضابطه‌ی تیر ضعیف – ستون قوی فرض می‌کنند که سختی خمشی ستون‌های بالا و پایین تیر تقریباً با هم برابر است.
ضابطه‌ی تیر ضعیف – ستون قوی در مبحث دهم از مقررات ملی ساختمان ( طرح و اجرای ساختمان‌های فولادی) به صورت زیر می‌باشد:
2- 4 ∑▒〖Z_C (F_yc-f_a)〗/∑▒〖Z_b F_yb≻1〗
یا

دسته بندی : پایان نامه ارشد

پاسخ دهید