نوع خاک محل یکی از فاکتورهای مهم در طراحی لرزه‌ای است. در صورتی که سازه بر روی خاک سختی ساخته شود تحت تحریک با دوره تناوب پایین (و فرکانس بالا) قرار خواهد گرفت و در صورتی که خاک محل نرم و آبرفتی باشد، در حین زلزله تحت تحریکات با دوره تناوب بالا و فرکانس پایین قرار خواهد گرفت. نوع خاک بطور مستقیم به سرعت موج برشی در آن خاک بستگی دارد. اگر هرچه سخت تر باشد (سرعت موج برشی در آن بیشتر است) به سمت خاک نوع 1 و هر چه خاک نرم تر باشد (سرعت موج برشی در آن پایین تر است) به سمت خاک نوع 4 پیش میرود. هر چه خاک نرم تر باشد، دوره تناوب خاک بیشتر میشود. دوره تناوب خاک در 2800 با Ts نشان داده شده است و بطور تقریبی میتوان آن را از تقسیم 4 برابر ارتفاع لایه خاک بر سرعت موج برشی بدست آورد. به عبارتی Ts=4H/Vs. دوره تناوب خاک در 2800 برای خاک های مختلف در جدول 2-2 نشان داده شده است. در ادامه یک سوال در ارتباط با مطلب فوق ارائه میدم.
@AlirezaeiChannel

✏️ سوال: سه سازه مطابق شکل زیر بر روی خاکی با سرعت موج برشی 780 متر بر ثانیه (تقریبا خاک نوع 2 در استاندارد 2800) ساخته شده است. ساختمان یک طبقه دارای دوره تناوب0.2 ثانیه، ساختمان چند طبقه با دوره تناوب 1.5 ثانیه و یک پل با دوره تناوب 4.5 ثانیه می‌باشند. ساختن کدام یک از این سازه‌ها بر روی این خاک مناسب نیست؟
@AlirezaeiChannel

سیستم‌های سازه‌ای با دوره تناوب‌های مختلف
@AlirezaeiChannel

سلام استاد دوره تناوب خیلی بالا دلیلش چی میتونه باشه؟

دوره تناوب طبیعی سیستم T بوده و بیانگر مدت زمان لازم برای یک سیکل ارتعاش کامل است. لیکن فرکانس طبیعی f بیانگر تعداد ارتعاش کامل سیستم در یک ثانیه می‌باشد. پارامتر T بر حسب ثانیه و فرکانس f بر حسب Hz (هرتز یا سیکل بر ثانیه) بیان می‌شود. اگر در سازه‌ای دوره تناوب زیاد باشد بایستی چند مورد را کنترل کنید. 1- پایداری اجزای سازه. در خیلی از حالات به سبب ناپایداری برخی از اجزای مدل دوره تناوب بالا گزارش میشود. برای این موضوع راحت ترین روش دیدن تغییر شکل سازه ناشی از بارهای مرده است. در این راستا میتوان از مسیر Display menu > Deformed Shape در برنامه ETABS تغییر شکل سازه را تحت این بار دید. در صورتی که بخشی از سازه درست مدل نشده و یا قیدی برای آن در نظر گرفته نشده باشد، تغییر شکل آن قسمت با بقیه اجزا به شدت متفاوت است. 2- کنترل بارهای وارده. اعمال بارهای زیاد و یا اشتباه در مدل می‌تواند باعث افزایش دوره تناوب شود. 3-کنترل سختی جانبی سازه. عدم در نظر گرفتن سیستم مقاومت جانبی و عدم کفایت سختی سازه میتواند باعث افزایش دوره تناوب گردد. به عنوان یک فرمول سرانگشتی، دوره تناوب یک سازه طبقاتی حدوداً 0.1 تعداد طبقات آن است. یعنی برای یک سازه 6 طبقه باید دوره تناوبی در حدود 0.6 ثانيه را انتظار داشت (البته اندکی کمتر یا بیشتر).
@AlirezaeiChannel

برش طبقه در sapرو کجا باید ببینیم؟

نحوه تعيين برش پايه و برش طبقات در برنامه SAP2000
‏@AlirezaeiChannel

سلام اقای دکتر ایین نامه 2800 منطبق بر کدام ایین نامه های خارجی است؟ایا این ایین نامه ها راهنما هم دارند؟برخی مسایل در 2800 کاملا مفهوم نیست و برداشت های مختلفی میشه ازشون کرد

استاندارد 2800 (ویرایش چهارم) انطباق مناسبی با ASCE7-10 دارد. البته در برخی موارد (ناچیز) با این آیین‌نامه نیز دارای اختلافاتی است. مثلا در ASCE7-10 نیروی زلزله قائم فقط به بار قائم اثر کرده و توسط پارامتر شتاب طیفی در دوره تناوب کوتاه S_DS بیان میشود. در استاندارد 2800 این پارامتر تعریف نشده است و بار قائم زلزله را بصورتی دیگر بیان میکند. یا مثلا در 2800 ضریب نامعینی (افزونگی) در حالتی که درجه نامعینی سازه کم باشد، برابر 1.2 و در ASCE7-10 این مقدار برابر 1.3 است. از این قبیل اختلافات میتوان پیدا نمود. آیین‌نامه ASCE دارای راهنما است. آیین‌نامه ASCE7 در واقع آیین‌نامه بارگذاری آمریکا (معادل مبحث ششم ما) است. راهنماهای زیادی برای هر یک از بخش‌های آن (مثلا برای بار باد یا زلزله) وجود دارد که میتوانید آنها را با یک جستجوی ساده پیدا کنید. به عنوان مثال راهنمای بارگذاری زلزله این آیین‌نامه بصورت زیر است:
Guide to the Seismic Load Provisions of ASCE 7-10; Finley A. Charney, Ph.D., P.E., F.ASCE, F.SEI
@AlirezaeiChannel

اثر میزان مشبندی بر جابجایی و توزیع نیرو دیوارهای برشی
@QSCEir
@AlirezaeiChannel

سلام جناب دکتر علیرضایی عزیز
ممنون از نشر و گسترش مباحث علمی در فضای مهندسی کشور.
بنده یک سوال از حضورتان داشتم، بنده یک ساختمان فولادی با کاربری تجاری ، دو طرف قاب خمشی طراحی کردم با آیین نامه جدید.
ولیکن جهت اجرا ، مالک اسرار بر استفاده از آیین نامه قدیم و روش ASD دارند، جسارتا سوالی که داشتم، کدام روش طراحی ،طراحی اقتصادی تر هستش واسه نقشه اجرایی؟
آیین نامه جدید(lrfd) یا ASD ؟؟
پیشاپیش سپاسگزارم اگر راهنمایی بفرمایید.

روش طراحی سازه‌های فولادی عموماً به یکی از دو روش تنش مجاز(يا مقاومت مجاز) (ASD) و یا به روش ضریب بار و مقاومت (LRFD) انجام می‌شود. مبنای نظری روش تنش مجاز (يا مقاومت مجاز) به صورتی است که تنش‌ها (يا نيروها) ایجاد شده در اعضا در اثر بارهای بدون ضریب از تنش مجاز (یا مقاومت مجاز) تجاوز نکند. لیکن روش ضریب بار و مقاومت بر پایه مفاهیم احتمالات پایه گذاری شده است و ضریب کاهش مقاومت و افزایش بار، با توجه به تغییرات آماری بارها و مقاومت سازه تعیین می‌گردند. در ویرایش سال 92 مبحث دهم از مقررات ملی، روش حالات حدی تنها روش طراحی شد. در ویرایش بعدی مبحث دهم ممکن است روش مقاومت مجاز دوبار اضافه شود ولی در صورتی که شما به روش تنش مجاز هم طراحی کنید هیچ تفاوت مشهودی در طرح نخواهید دید. اگر به روابط AISC برای روش تنش مجاز مراجعه نمایید، می‌بینید که مقاومت مجازی که این آیین‌نامه می‌دهد، از تقسیم ظرفیت نهایی بر یک ضریب ایمنی امگا حاصل شده است. در کل برای نسبت‌های بار مرده به زنده متداول، طراحی به روش تنش مجاز و حالات حدی تفاوتی نخواهد داشت.
@AlirezaeiChannel

سلام آقای دکتر درباهره جهت تیرچه ریزی در سازهای که در جهت x از قاب خمشی استفاده میشه و در جهت دیگه قاب مهار بندی ساده من طبق چند استدلال محکم که مهمترینش بالا بردن ممان اینرسی مقطع در جهتx برای مقابله با دریفت سازه چون قاب خمشی هست تیرچه ریزی رو در محاسبات انجام میدادم و اگر درفت مجاز در حدی بود که میشد پخش بار به صورت شطرنجی بشه این کار دو هم انجام میدادم اما بعضی از دوستان این موضوع رو رد میکنن و حتی میگن جهت تیرچه ریزی باید سمت قاب مفصلی باشه در صورت امکان لطف کنید توضیحی بفرمایید

در حالتی ساختمان در هر دو جهت اصلی دارای یک نوع سیستم لرزه‌بر می‌باشد، بهتر است جهت تیرچه‌ها به صورت شطرنجی صورت گیرد. در این حالت علاوه بر توزیع مناسبتر بارهای ثقلی و جانبی، تیرها سنگین نشده و همچنین در حالتی که سقف به صورت تیرچه بلوک یا سقف مرکب باشد، تیرچه‌ها حالت دو سر ساده پیدا کرده و از ایجاد لنگر منفی در تکیه‌گاه‌ها و در نتیجه ترک خوردگی بتن جلوگیری می‌شود. البته باید به این نکته نیز توجه داشت، در حالتی سقف مرکب (کامپوزیت) باشد، چرخاندن جهت تیر ریزی سبب سختی در اجرای عرشه‌های فولادی خواهد شد. چون بایستی جهت قرار گیری کنگره‌ها در هر دهانه عوض شود. در ساختمان‌هایی که دارای دیوار برشی هستند برای اتصال بهتر دیافراگم کف به سیستم لرزه‌بر بهتر است جهت تیرچه‌ها عمود بر صفحه دیوار برشی باشد. اکثر طراحان در حالتی که سیستم لرزه‌بر ساختمان در دو جهت متفاوت می‌باشد، اگر فاصله آکس به آکس ستون‌ها خیلی زیاد باشد، تیرریزی را بطوری انجام می‌دهند که نیروهای ثقلی توسط قاب‌های خمشی تحمل گردد (زیرا در این حالت معمولاً کنترل تغییر مکان‌ها حاکم بر طرح است نه مقاومت آنها) و در صورتی که فاصله ستون‌ها از هم کم باشد تیرریزی به صورتی انجام می‌شود که بارهای ثقلی به قاب‌های مهاربندی شده برسد. ولی خودم تا کنون مقایسه‌ای در این ارتباط انجام ندادم. در هر حال نمیشه یک نسخه کلی برای تمام حالات در نظر گرفت. در عمل بایستی تمام جوانب طراحی و اجرایی را نیز مد نظر قرار داد. به عنوان مثال خودم وقتی دهانه‌ای از قاب بصورت مورب باشد، تیرچه‌ها را سعی می‌کنم روی آن تیر مورب قرار ندهم. زیرا در این حالت طول هر یک از تیرچه‌ها متفاوت بوده و در اجرا، پیمانکار بایستی تیرچه‌هایی با طول‌های کاملاً مختلف تولید کند که این مورد از نظر اجرایی چندان مطلوب نیست.
@AlirezaeiChannel

سلام آقای دکتر علیرضایی . در مبحث دهم ویرایش 92 شرط لازم برای فشردگی مقاطع فولادی، اتصال سراسری و پیوسته جان و بال مقطع ذکر شده است. آیا به کار بردن کلمه پیوسته به معنی اینست که جوش اتصال بال و جان باید سراسری باشد ؟ و یا اینکه جوش منقطع به صورت زیگزاگ البته با همپوشانی کامل این دو جوش کافیست؟ اساساً چه نیازی به جوش سراسری بال و جان است؟ مگر دلیل اتصال سراسری جان و بال ، جلوگیری از کمانش موضعی احتمالی جان یا بال نیست؟ اگر این اتصال با جوش منقطع به صورت سراسری تامین شود چه لزومی دارد که جوش به صورت پیوسته باشد؟ آیا منظور تدوین کنندگان آیین نامه از کلمه پیوسته میتواند چیز دیگری جز جوش سراسری باشد؟

ضمن عرض سلام و ارادت
در حالتی که مقطع فشرده باشد، مطابق شکل زیر، میتوان از کل ظرفیت خمشی مقطع استفاده نمود. یعنی ZFy. به عنوان مثال در روش تنش مجاز، میتوان مقدار تنش مجاز را برابر Fb=0.66Fy در نظر گرفت و در حالت عادی Fb=0.6Fy است. این 10% افزایش در تنش مجاز در واقع نسبت Z/S است که برای مقاطع I شکل حدود بین 1.1 تا 1.2 است. بنظر میرسه هدف از پیوستگی بین بال و جان، برای این است که کل مقطع بتواند (در واقع این امکان باشد) که به ظرفیت خود برسد و برای این مهم بایستی جریان برش در کل طول تیر بدون ناپیوستگی تامین شود. به نظر من وجود جوش منقطع بشکلی که در کل طول تیر ناپیوستگی ایجاد نشود کافی هست.
@AlirezaeiChannel

اثر فشردگی مقطع فولادی بر ظرفیت خمشی آن
@AlirezaeiChannel

سلام آقای دکتر علیرضایی. در مورد ضوابط طراحی لرزه ای بادبندهای CBF با حد شکلپذیری ویژه سوالی داشتم. همانطور که مطلع هستید این سیستم باید مطابق ضابطه بند 10-3-11-2 بعد از حذف بادبندها و جایگزینی نیروهای معادل با ظرفیت آنها و جایگزینی تکیه گاه جانبی به جای بادبندها مورد کنترل قرار گیرد. در این زمینه چند نکته مبهم پیش می آید : 1- اگر ستونهای متصل به بادبند در سمت متعامد نیز جزوی از سیستم مقاوم جانبی باشند آیا لازم است اثر زلزله متعامد هم در طرح آن ستون به طور همزمان با نیروی متناظر با ظرفیت بادبند دیده شود ؟ به طور مثال نیروهای بیان شده در قسمت الف و ب بند 10-3-11-2 همزمان با 30 درصد تلاشهای ناشی از زلزله جهت متعامد دیده شوند ؟ 2- اگر سیستم سازه ای در هر دو جهت قاب با مهاربند همگرای ویژه باشد و برخی از ستونها از دو سمت به بادبند متصل باشند کنترل این ستونها برای بارهای ناشی از بندهای الف و ب بند 10-3-11-2 چگونه باید باشد؟ به طور همزمان باید این نیروها اعمال شود ؟ یا با ترکیب 100-30 ؟ یا هر کدام به صورت مستقل ؟ 3- اگر سیستم سازه ای به صورت ترکیب قاب خمشی و مهاربند همگرای ویژه به صورت سیستم دوگانه باشد به گونه ای که در یک جهت همزمان قاب خمشی و مهاربند داشته باشیم کنترل این ستونها چگونه انجام میشود ؟ با توجه به اینکه ستونها همزمان به جز بادبند به تیرهای گیردار نیز متصل هستند ایا لازم است علاوه بر نیروهای بیان شده در بند 10-3-11-2 نیروهای منتقل شده از اتصالات گیردار تیرها نیز به ستون مورد نظر دیده شود؟ و اگر لازم است این نیروها چگونه باید دیده شود ؛ چون باد حذف بادبند و ایجاد تکیه گاه جانبی عملاً نیروهای زلزله به داخل این تکیه گاه ها میرود و عملای نیروی اضافه ای جز آنچه در بند 10-3-11-2 بیان شده است ایجاد نمیشود که به ستون منتقل گردد.

با سلام. با توجه به اینکه نیروهای ظرفیتی مهاربندها (چه ظرفیت فشاری و چه ظرفیت کششی مهاربند) به نوعی بارهای لرزه‌ای معادل برای به ظرفیت رسیدن مهاربندها را نمایندگی می‌کنند، بنابراین باید چه در ترکیب بارها و چه در بقیه روابط طراحی به مانند بارهای زلزله بدست آمده از آیین‌نامه طراحی، با آنها برخورد شود. البته طراحی براساس ظرفیت با فرض اینکه تمام مهاربندها به طور همزمان به ظرفیت خود رسیده‌اند و ما بیاییم اثر ظرفیت آنها را بر روی ستون قرار دهید تا حدود زیادی محافظه‌کارانه است. زیرا در عمل تمام مهاربندها جاری نمی‌شوند و تمام فیوز‌های سازه کار نمیکند. این مورد به سبب عواملی زیادی از جمله تیپ‌بندی مقاطع و محتوای فرکانسی زلزله‌ها ممکن است ایجاد شود. ولی بهرحال استفاده از روش طرح ظرفیتی، یک روش مطمئن برای طراحی اعضایی است که نمی‌خواهیم وارد فاز غیرارتجاعی شوند (مثل اتصالات و ستون‌ها). در ارتباط با موارد مندرج در سوال نظر شخصی خود را بیان می‌کنم.
@AlirezaeiChannel
1- بله در این حالت بایستی اثر تلاش حاصل از به ظرفیت رسیدن مهاربندها در یک جهت با 30% تلاش حاصل از به ظرفیت رسیدن مهاربندها در سمت دیگر، ملاک طراحی ستون قرار گیرد. مطابق شکل (1) که در ادامه آورده شده است، چهار حالت طراحی مستقل ایجاد می‌شود.
2- در شکل (1) که در ادامه آورده شده است، نحوه کنترل حداکثر فشار در ستون قرار گرفته در تقاطع دو مهاربند عمود بر هم در دو شکل بالا و حداکثر کشش ایجاد شده در ستون موجود در تقاطع دو صفحه مهاربند در دو شکل پایین نشان داده شده است.
3- به نظرم در این حالت با توجه به اینکه قاب خمشی به عنوان یک سیستم رزرو بوده (اگرچه بصورت موازی با مهاربند وارد عمل می‌شود) لیکن مهاربندها در جابجایی‌های کمتر از قاب خمشی وارد عمل شده و تغییرشکل‌های فراارتجاعی را تجربه می‌کنند، اعمال ظرفیت مهاربندها و تیرهای قاب خمشی بر روی ستون اندکی دور از ذهن است و نیازی نیست که اثر همزمان هر دو سیستم دیده شود. در صورتی که طراح بخواهد خیلی محافظه کارانه هم برخورد کند بایستی نیروهای تشدید یافته حاصل از قاب خمشی ملاک باشد.
@AlirezaeiChannel

پیکربندهای های مختلف برای حالت طراحی ظرفیت مهاربندهای همگرا با در نظر گرفتن اثرات متعامد زلزله.پیکان های آبی بیانگر نیروی کششی و پیکان های قرمز بیانگر نیروهای فشاری هستند
@AlirezaeiChannel