مهندسی عمران

جلال نظری

۶- طراحی نیمرخ ها

 

در این فصل با توجه به نیروهایی که از آنالیز سازه به دست آوردیم و در همین فصل به آنها می پردازیم و با استفاده از آیین نامه های موجود ( مبحث دهم مقررات ملی ساختمان 1384 و آیین نامه 2800 - 1384 ) به طراحی المان های سازه می پردازیم.

 

6-1- طراحی تیرها

طبق بند 10-1-1-9 مبحث دهم نیمرخ های فولادی به سه گروه تقسیم می شوند.

الف) مقاطع فشرده

ب) مقاطع غیر فشرده

ج) مقاطع با اجزای لاغر

طبق توصیه ی مبحث دهم با توجه به اینکه استفاده از اجزای لاغر نیاز به محاسبات خاصی دارد لازم است به یکی از آیین نامه های معتبر بین المللی مراجعه شود.

برای اینکه عضوی به عنوان مقطع فشرده به حساب آید، باید بالهای آن به صورت سرتاسری به جان ( یا جان ها ) متصل باشد و نسبت پهنای آزاد به ضخامت در اجزای فشاری آن بر حسب مورد از مقادیر مربوط در جدول 10-1-1-1 مبحث دهم تجاوز نکند. که اگر تجاوز کند مقطع ، مقطعی لاغر به حساب می آید . نیمرخ هایی که قرار است طراحی کنیم تماما نورد شده هستند و بالهای آن به صورت سرتاسری به جان ( یا جان ها ) متصل است.

طبق بند 1 جدول 10-1-1-1 مبحث دهم برای مقطع فشرده ضابطه ی زیر باید کنترل شود.

 

طبق بند 10-1-2 مبحث دهم وجه تمایز اعضای خمشی ، لاغری جان ( نسبت  ) آنهاست. اگر نسبت ارتفاع آزاد جان ( بین دو بال ) به ضخامت آن  کوچکتر یا مساوی  باشد، عضو خمشی، تیر نامیده شده و رعایت کمانش برشی جان برای آن لازم نیست یعنی

اگر  باشد، عضو خمشی با جان لاغر نامیده می شود و در جان آن باید اثر کمانش برشی مورد بررسی قرار گیرد. و اگر  شود، علاوه بر منظور کردن اثر کمانش برشی جان باید مطابق بند 10-1-3-2 مبحث دهم تنش مجاز فشاری بال به علت کمانش خمشی جان منظور کرد

که در آن:

: تنش مجاز (  )

: سطح مقطع جان تیر در مقطع مورد بررسی (  )

: سطح مقطع بال فشاری (  )

 

6-1-1- تنش خمشی مجاز در نیمرخ  و ناودانی برای مقطع فشرده با اتکای جانبی

طبق بند 10-1-2-1 آیین نامه مبحث دهم اعضایی خمشی با اتکای جانبی تلقی می شود که در آنها طول آزاد بال فشاری (  یا فاصله بین دو تکیه گاه جانبی بال ) از کوچکترین مقدار  روابط زیر تجاوز نکند.

که در این روابط:

: طول مهار نشده (  )

 و  : به ترتیب پهنای کلی (  ) و سطح مقطع بال فشاری (  ) است.

اعضای با مقطع فشرده ( یعنی  ) که نسبت به محور ضعیف خود متقارن باشند و در صفحه ای مار بر این محور بارگذاری شوند و شرایط تیر با اتکای جانبی را طبق همین بند داشته باشند، تنش مجاز خمشی آنها از رابطه ی زیر تعیین می شود.

 

که در آن  تنش تسلیم فولاد است. (  )

پس اگر عضوی بخواهد با مهار جانبی تلقی شود حداکثر در فواصل  باید مهار جانبی ایجاد گردد.

سیستم سازه ای سقف ساختمان از نوع کامپوزیت می باشد و تیرچه هایی با فاصله 1 متر دارد. بنابراین در صورتی مقطع ما با اتکای جانبی تلقی می شود که  داشته باشد.

 

6-1-2- تنش خمشی مجاز در نیمرخ  و ناودانی برای مقطع غیر فشرده با اتکای جانبی

طبق بند 10-1-2-1-ب مبحث دهم اعضایی که طبق بند 6-1-1 با اتکای جانبی به حساب آیند ولی شرط مقطع فشرده را نداشته باشند تنش مجازشان از رابطه زیر تعیین می شود.

 

6-1-3- تنش خمشی مجاز در نیمرخ  و ناودانی برای مقاطع فشرده و غیر فشرده فاقد شرط تکیه گاهی جانبی

برای اعضای خمشی با مقطع فشرده و یا غیر فشرده که طول آزاد  ( طول نگه داری نشده ) آنها در منطقه فشاری بیش از مقدار  ( به بند 6-1-1 مراجه شود ) باشد تنش کششی مجاز در خمش طبق رابطه ی زیر تعیین می شود.

در این نیمرخ ها که یک محور تقارن بر جان داشته باشند و در امتداد جان بارگذاری شوند، تنش فشاری مجاز در خمش بزرگترین مقدار روابط زیر بر حسب مورد می باشد که در هر حال نباید از  تجاوز کند.

اگر:

در این صورت:

اگر:

در این صورت:

و به طور کلی برای تمام مقادیر

که در تمام این روابط:

: تنش تسلیم فولاد تیر(  )

: فاصله تکیه گاه هایی که از تغییر مکان جانبی و یا پیچیدن بال فشاری جلوگیری می کنند یا همان طول مهار نشده (  )

: شعاع ژیراسیون مقطعی است که شامل بال فشاری و یک سوم منطقه ی فشاری جان کلی باشد که نسبت به محور مار بر جان تیر محاسبه می شود. (  )

: ارتفاع کل مقطع تیر(  )

: سطح مقطع بال فشاری (  )

: ضریب یکنواختی نمودار لنگر که نشان دهنده اثر تغییرات لنگر خمشی در مقدار تنش مجاز می باشد و از رابطه زیر تعیین می شود.

که در این رابطه  لنگر کوچکتر و  لنگر بزرگتر ( از نظر قدر مطلق ) در دو انتهای طول آزاد ( بدون تکیه گاه جانبی ) است که نسبت به محور قوی در نظر گرفته می شود.

در حالتی که  و  هم علامت اند انحنای دوگانه و نسبت  مثبت و در حالتی که  و  علامت های مخالف دارند انحنای ساده و این نسبت منفی به حساب می آید.

 مقدار  برای:

الف) تیرهای کنسول برابر

ب) تیرهایی که لنگر وسط بیشتر از لنگر طرفین تیر یا ناحیه تیر باشد

ج) تیر دو سر ساده بدون مهار جانبی وسط  است.

 

6-1-4- تنش های برشی مجاز

طبق بند 10-1-2-4 مبحث دهم اگر  باشد برای سطح مقطعی که از حاصل ضرب ارتفاع کلی نیمرخ در ضخامت جان به دست می آید، تنش برشی مجاز عبارت است از:

و در صورتی که  باشد، برای سطح مقطعی که از حاصل ضرب ارتفاع جان ( فاصله خالص بین بال ها ) در ضخامت جان به دست می آید، تنش برشی مجاز عبارت است از:

 

6-1-5- تقویت بال ها

طبق بند 10-1-2-6-پ مبحث دهم مجموع سطح مقطع های ورق های تقویتی در تیرهای تقویت شده با ورق، نباید از 70% سطح مقطع کل بال ( شامل ورق تقویت ) تجاوز کند.

6-1-6- کنترل خیز

طبق بند 10-1-9-3-الف مبحث دهم تیرها و شاهتیرهایی که کف و سقف های ساختمان را تحمل می کنند باید با توجهی خاص به تغییر مکان آنها در اثر بارهای محاسباتی، طرح و محاسبه شوند. تیرها و شاهتیرهایی که سقف نازک کاری شده را تحمل می کنند، باید طوری محاسبه شوند که تغییر مکان حداکثر نظیر بار مرده و زنده از   طول دهانه و تغییر مکان حداکثر بار زنده از  طول دهانه بیشتر نشود.

 

Jalal Nazary--Stee...Hosted by eSnips">مشاهده فایل pdf

نوشته شده توسط جلال در 1:22 |  لینک ثابت   • 

یکی از همکاران من یه پروژه در مورد تحلیل سازه می خواست

 این فایل در مورد تحلیل خرپا هستش و فرمتش هم پاور پینت هست که آپلود کردم.

خودم ارائه کردم استاده خوشش اومد.

دانلود فایل پاور پینت

نوشته شده توسط جلال در 1:45 |  لینک ثابت   • 

17-برآورد تقريبی حجم مصالح مصرفی(بتن و فولاد):

عناصری که در اين ساختمان بعنوان مصرف کنندة مصالح بتن و فولاد در نظر گرفته شده اند عبارتند از: دالها, تيرها, ستونها, پله ها, ديوارهای برشی, ديوارهای حايل زيرزمين و شالوده ها می باشند. در هر يک از اين اجزاء سازه ای برحسب مقدار فولاد طراحی شده و ابعاد عضو, مقدار فولاد مصرفی محاسبه شده است, و برحسب ابعاد عضو حجم بتن مصرفی محاسبه که از اين مقدار بتن حجم فولاد کسر شده است, تا مقدار دقيق بتن مصرف شده بدست آيد.

بلاخره برآورد می شود که در اين ساختمان تقريباً  16.23 مترمکعب فولاد و 1890.34 مترمکعب بتن مصرف شود.(يعنی حدود 126.6 تن فولاد و 4536.8 تن بتن مصرف می شود.)

نوشته شده توسط جلال در 1:31 |  لینک ثابت   • 

16-کنترل حالت حدی بهره برداری خيز و ترک خوردگی و کنترل تغييرمکان بين طبقاتی:

کنترل عرض ترک خوردگی:

در طراحی به دو علت لازم است که عرض ترک در حداقل نگه داشته شود, ظاهر و پايايی. ترکهای قابل رويت باعث عدم اطمينان از سازه و نفوذ رطوبت و مواد خورنده از طريق ترک و در نتيجه زنگ زدن ميلگردها در داخل بتن می شوند که با افزايش حجم همراه است. افزايش حجم ميلگرد باعث پوسته شدن بتن پوششی و زنگ زدن ميلگرد باعث کاهش سطح مقطع آن می گردد. برای تيرهايی که در نما ديده نمی شوند(بتن در تماس با هوای داخل ساختمان), حداکثر عرض ترک نبايد از 0.4 ميليمتر تجاوز کند و برای تيرهايی که در نما ديده می شوند(بتن در تماس با هوای خارج), حداکثر عرض ترک به 0.35 ميليمتر محدود می شود.

ادامه مطلب

نوشته شده توسط جلال در 19:24 |  لینک ثابت   • 

15-اصلاح طراحی براساس سازه های با شکل پذيری بالا در برابر زلزله:

ضوابط زير بمنظور شکل پذيری بالای سازه در گامهای طراحی رعايت شده اند,

 

اعضاي تحت خمش در قاب‌ها 

20-5-1-1 محدوديت‌هاي هندسي

20-5-1-1 در اعضاي خمشي قاب‌ها محدوديت‌هاي هندسي زير رعايت شده اند:

الف ـ ارتفاع موثر مقطع نبايد بيشتر از يك چهارم طول دهانه آزاد باشد.

ب ـ عرض مقطع نبايد كمتر از سه دهم ارتفاع آن باشد .

پ ـ عرض مقطع نبايد :

-        بيشتر از عرض ستون تكيه‌گاهي، در صفحه عمود بر محور طول عضو خمشي، به اضافه سه چهارم ارتفاع عضو خمشي در هر طرف ستون

-        بيشتر از عرض ستون تكيه‌گاهي به اضافه يك چهارم بعد ديگر مقطع ستون در هر طرف ستون،

-        كمتر از 250 ميليمتر اختيار شود.

20-5-1-1-2 برون محوري هر عضو خمشي نسبت به ستوني كه با آن قاب تشكيل مي‌دهد. يعني فاصله محورهاي هندسي دو عضو از يكديگر، نبايد بيشتر از يك چهارم عرض مقطع ستون باشد.

 

20-5-1-2- آرماتور طولي

20-5-1-2-1- در كليه مقاطع عضو خمشي نسبت آرماتور، هم در پايين و هم در بالا، نبايد كمتر از  و نسبت آرماتور كششي نبايد بيشتر از 025/0 اختيار شود. حداقل دو ميلگرد با قطر مساوي يا بزرگتر از 12 ميليمتر بايد هم در پايين و هم در بالاي مقطع در سراسر طول ادامه داده شوند.

20-5-1-2-2- در تكيه‌گاه‌هاي عضو خمشي و در هر مقطعي كه در آن امكان تشكيل مفصل پلاستيكي وجود داشته باشد، بايد آرماتور فشاري كه به مقدار نصف آرماتور كششي موجود در آن مقطع تامين گردد.

20-5-1-2-3- در هر عضو خمشي حداقل يك چهارم آرماتور موجود در مقاطع تكيه‌گاهها، هر انتها كه آرماتور بيشتري دارد، بايد در سراسر طول تير در بالا و در پايين ادامه داده شوند.

20-5-2-4- در اعضاي خمشي T يا L شكل كه با دال‌ها به صورت يكپارچه اجرا مي‌شوند، مقدار آرماتوري كه در بر ستون‌ها مي‌توان در خمش موثر در نظر گرفت، علاوه بر آرماتور واقع در جان ‌تير، به شرح زير است :

الف ـ در ستون‌هاي داخلي وقتي كه ابعاد تير عرضي در محل اتصال به ستون در حدود ابعاد عضو خمشي طولي است: تمامي ميلگردهايي كه در عرضي از دال مساوي با چهار برابر ضخامت آن در هر طرف ستون واقع شده‌اند .

ب ـ در ستون‌هاي داخلي وقتي كه تير عرضي وجود ندارد: تمامي ميلگردهايي كه در عرضي از دال مساوي دو و نيم برابر ضخامت آن در هر طرف ستون واقع شده‌اند.

پ ـ در ستون‌هاي خارجي وقتي كه تير عرضي در محل اتصال به ستون در حدود ابعاد عضو خمشي طولی است و لازم است ميلگردهاي عضو خمشي طولي مهار شوند: تمامي ميلگردهايي كه در عرضي از دال مساوي با دو برابر ضخامت آن در هر طرف ستون واقع شده‌اند .

ت ـ در ستون‌هاي خارجي وقتي كه تير عرضي وجود ندارد : تمامي ميلگردهايي كه در عرض ستون واقع شده‌اند .

ث ـ در تمام حالات حداقل 75 درصد آرماتور فوقاني و نيز آرماتور تحتاني كه ظرفيت خمشي مورد لزوم را تامين مي‌كنند بايد از ناحيه هسته ستون عبور كنند و يا در آن مهار شوند.

20-5-1-2-5- استفاده از وصله پوششي در ميلگردهاي طولي خمشي فقط در شرايطي مجاز است كه در تمام طول وصله آرماتور عرضي از نوع تنگ يا مارپچ موجود باشد. فواصل سفره‌هاي آرماتور عرضي در برگيرنده وصله از يكديگر نبايد بيشتر از يك چهارم ارتفاع موثر مقطع و يا 100  ميليمتر اختيار شود.

20-5-1-2-6 استفاده از وصله پوششي در محل‌هاي زير مجاز نيست :

الف ـ در اتصالات تيرها به ستون‌ها

ب ـ در طولي معادل دو برابر ارتفاع مقطع از بر تكيه‌گاه

پ ـ در محل‌هايي كه امكان تشكيل مفصل پلاستيكي در آنها در اثر تغيير مكان جانبي غير الاستيكي قاب موجود باشد .

20-5-2-7- وصله‌هاي جوشي يا مكانيكي، مطابق ضوابط بندهاي (18-4-1-6) و (18-4-1-7) به شرطي مجاز است كه وصله ميلگرد در هر سفره آرماتور به صورت يك در ميان انجام شود و فاصله وصله‌ها در ميلگردهاي مجاور يكديگر، در امتداد طول عضو، كمتر از 600 ميليمتر باشد .

 

20-5-1-3- آرماتور عرضي

20-5-1-3-1- در اعضاي خمشي در طول قسمت‌هاي بحراني كه در زير مشخص مي‌شوند بايد تنگ ويژه مطابق ضوابط بند (20-5-1-3-2) بكار برده شود، مگر آنكه طراحي براي برش نياز به آرماتور بيشتري را ايجاب كند:

الف ـ در طولي معادل دو برابر ارتفاع مقطع از بر تكيه‌گاه به سمت وسط دهانه

ب ـ در طولي معادل دو برابر ارتفاع مقطع در دو سمت مقطعي كه در آن امكان تشكيل مفصل پلاستيكي در اثر تغيير مكان جانبي غير الاستيكي قاب وجود داشته باشد.

پ ـ در طولي كه در آن براي تامين ظرفيت خمشي مقطع به آرماتور فشاري نياز باشد.

20-5-1-3-2- تنگ‌هاي ويژه و فواصل آنها از يكديگر بايد داراي شرايط زير باشند :

الف ـ قطر تنگ‌ها كمتر از 8 ميليمتر نباشد .

ب ـ فاصله تنگ‌ها از يكديگر بيشتر از مقادير : يك چهارم ارتفاع موثر مقطع, 8  برابر قطر كوچكترين ميلگرد طولي ، 24 برابر قطر خاموت‌ها و 300 ميليمتر اختيار نشود.

پ ـ فاصله اولين تنگ از بر تكيه‌گاه بيشتر از 50 ميليمتر نباشد.

20-5-1-3-3- در قسمت‌هايي از طول عضو خمشي كه مطاب ضابطه بند (20-5-1-3-1) تنگ ويژه بكار برده مي‌شود، ميلگردهاي طولي در محيط مقطع بايد داراي تكيه‌گاه عرضي مطابق ضوابط بند (8-4-3-5) باشند.

20-5-1-3-4 در قسمت‌هايي از طول عضو خمشي كه به تنگ ويژه نياز نيست فاصله خاموت‌ها نبايد بيشتر از نصف ارتفاع موثر مقطع اختيار شود.

20-5-1-3-5  در اعضاي خمشي تنگ‌هاي ويژه را مي‌توان با دو قطعه ميلگرد ساخت. يك ميلگرد به شكل U كه در دو انتها به قلاب 135 درجه، با طول مستقيم حداقل مساوي با 8 برابر قطر ميلگرد يا 100 ميليمتر، ختم شود و ميلگرد ديگر به شكل قلاب دوخت كه با ميلگرد اول يك تنگ بسته تشكيل دهد. در اين قطعات قلاب‌هاي انتهايي بايد در داخل بتن محصور شده مهار شوند. قلاب دوخت مي‌تواند در يك انتها خم 90 درجه داشته باشد مشروط بر آنكه اين خم يك در ميان در دو سمت عضو خمشي قرار گيرد. چنانچه ميلگردهاي طولي كه توسط قلاب‌هاي دوخت نگهداري شده‌اند در داخل يك دال كه تنها در يك سمت عضو خمشي قرار دارد محصور باشند، خم 90 درجه قلاب‌هاي دوخت را مي‌توان در آن سمت، در دال، قرار داد .

 

 اعضاي تحت فشار و خمش در قاب‌ها ـ ستون‌ها  

20-5-2-1- محدوديت‌هاي هندسي

20-5-2-1 در ستون‌ها محدوديت‌هاي هندسي زير بايد رعايت شوند:

الف ـ عرض مقطع نبايد كمتر از چهاردهم بعد ديگر آن و نبايد كمتر از 300 ميليمتر باشد.

ب ـ نسبت طول آزاد ستون به عرض مقطع آن در ستون‌هايي كه زير اثر لنگرهاي خمشي موجود د دو جهت خم مي‌شوند نبايد بيشتر از 16 و در ستون‌هاي كنسولي نبايد بيشتر از 10 باشد.

20-5-2-2- آرماتور طولي

20-5-2-2-1 در ستون‌هاي نسبت آرماتور طولي نبايد كمتر از يك درصد و بيشتر از شش درصد در نظر گرفته شود. محدوديت حداكثر مقدار آرماتور بايد در محل وصله‌ها نيز رعايت شود. در مواردي كه آرماتور طولي از نوع فولاد S 400 است، نسبت آرماتور در خارج از محل وصله‌ها به حداكثر چهار و نيم درصد محدود مي‌شود.

20-5-2-2-2 فاصله ميلگردهاي طولي از يكديگر محور تا محور نبايد بيشتر از 200 ميليمتر باشد.

20-5-2-2-3 استفاده از وصله پوششي در ميلگردهاي طولي فقط در نيمه مياني طول ستون مجاز است. طول پوشش اين وصله‌ها بايد براي وصله‌هاي كششي در نظر گرفته شود.

20-5-2-2-4 وصله‌هاي جوشي يا مكانيكي، مطابق ضوابط بند (18-4-1-16) و (18-4-1-7) ، ميلگردهاي طولي به شرطي مجاز است كه وصله ميلگردها در هر مقطع به صورت يك در ميان انجام شود و فاصله وصله‌ها د ميلگردهاي مجاور يكديگر، در امتداد طول ستون، كمتر از 600 ميليمتر نباشد.

20-5-2-3- آرماتور عرضي

20-5-2-3-1 در ستون‌هاي قسمت‌هايي از دو انتهاي آنها به طول   ناحيه بحراني تلقي شده و در نها بايد «آرماتور گذاري عرضي ويژه» مطابق ضوابط بندهاي (20-5-2-3-2) تا (20-5-2-3-6) انجام شود، مگر آنكه طراحي براي برش نياز به آرماتور بيشتري را ايجاب كند. طول    كه از بر اتصال ستون به اعضاي جانبي اندازه‌گيري مي‌شود نبايد كمتر از مقادير زير در نظر گرفته شود.

الف ـ يك ششم ارتفاع آزاد ستون

ب ـ ضلع بزرگتر مقطع مستطيلي شكل ستون يا قطر مقطع دايره‌اي شكل ستون

پ ـ 450 ميليمتر

20-5-2-3-2 مقدار آرماتور عرضي لازم در ناحيه بحراني بر اساس ضوابط زير تعيين مي‌شود:

الف ـ در ستون‌هاي با مقطع دايره نسبت حجمي آرماتور مارپيچ يا تنگ‌هاي حلقوي  نبايد كمتر از دو مقدار زير باشد :

(20-2)                                                                                               

(20-3)                                                                                   

ب ـ در ستون‌هاي با مقطع مربع مستطيل سطح مقطع كل تنگ‌هاي ويژه در هر امتداد  نبايد كمتر از دو مقدار زير باشد :

(20-4)                                               

(20-5)                                                                                 

20-5-2-3-3 در ستون‌هايي كه مقاومت هسته ستون به تنهايي جوابگوي بارهاي وارده به ستوئن از جلمه زلزله مي‌باشد، نيازي به كنترل روابط (20-3) و (20-4) نيست.

20-5-2-3-4 قطر ميلگردهاي عرضي در ناحيه بحراني نبايد كمتر از 8 ميليمتر و فاصله سفره ميلگردها از يكديگر نبايد بيشتر از مقادير زير باشد :

الف ـ يك چهارم ضلع كوچكتر مقطع ستون

ب ـ هشت برابر كوچكترين قطر ميلگرد طول

پ ـ 125 ميليمتر

20-5-2-3-5 آرماتور عرضي در ناحيه بحراني را مي‌توان با تنگ‌هاي ويژه يكپارچه و با تنگ‌هاي ويژه چند قطعه‌اي كه با يكديگر پوشش دارند ساخت. همچنين مي‌توان از قلاب‌هاي دوخت با قطر و فاصله مشابه تنگ‌ها كه داراي خم 90 درجه در يك انتهاي آنست استفاده كرد. هر انتهاي قلاب دوخت بايد در بر گيرنده يك ميلگرد طولي باشد و محل خم 90 درجه آن بايد در امتداد ميلگرد طولي يك در ميان عرض شود.

20-5-2-3-6 در هر مقطع ستون فاصله قلاب‌هاي دوخت يا شاخه‌هاي تنگ‌ها از يكديگر در جهت عمود بر محور طولي ستون، نبايد بيشتر از 350 ميليمتر باشد.

20-5-2-3-7 در ستون‌هايي كه در اثر تغيير مكان جاني غير الاستيكي قاب در مقاطعي غير از مقاطع انتهايي آن امكان تشكيل مفصل پلاستيكي وجود داشته باشد. در هر سمت آن مقطع طولي به اندازه    ناحيه بحراني تلقي شده و در آن بايد آرماتورگذاري عرضي ويژه اجرا شود.

20-5-2-3-8 در ستون‌هايي كه بار اعضاي با سختي زياد را تحمل مي‌كنند. مانند ستون‌هايي كه در زير ديوار بتن آرمه قرار دارند. در تمام طول ستون بايد آرماتورگذاري عرضي ويژه اجرا شود. بعلاوه اين آرماتورگذاري بايد در قسمتي از آرماتور طولي ستون كه به اندازه طول گيرايي است و در داخل ديوار قرار دارد. ادامه داده شود . ضابطه ادامه آرماتورگذاري عرضي ويژه در ديوار در مورد ستون‌هايي كه روي ديوار قرار دارند نيز بايد رعايت شود.

20-5-2-3-9   در ستون‌‌هايي كه قسمتي از ارتفاع آنها با يك ديوار بتني گرفته شده ست، در تمام قسمت آزاد ستون بايد آرماتورگذاري ويژه اجرا شود.

20-5-2-3-10 در محل اتصال ستون به شالوده آرماتور طولي ستون كه به داخل شالوده برده شده است بايد در طولي حداقل برابر با 300 ميليمتر با آرماتورگذاري عرضي ويژه تقويت گردد.

20-5-2-3-11  در قسمت‌هايي از طول ستون كه آرماتورگذاري عرضي ويژه اجرا نمي‌شود بايد آرماتور عرضي به صورت مارپيچ يا تنگ ويژه به قط حداقل 8 ميليمتر بكار برده شود. فاصله سفره‌هاي اين ميلگردها از يكديگر بايد بر اساس نياز طراحي براي برش تعيين شود ولي در هر حال نبايد بيشتر از نصف ضلع كوچكتر مقطع مستطيلي شكل ستون و يا نصف قطر مقطع دايره‌اي شكل ستون، شش برابر قطر آرماتور طولي و يا 200 ميليمتر اختيار گردد.

20-5-2-4- حداقل مقاومت خمشي ستون‌ها

20-5-2-4-1 در كليه اتصالات تيرها به ستون‌ها، بجز موارد گفته شده در بندهاي (20-5-2-4-2) و (20-5-2-4-3) لنگرهاي خمشي مقاوم ستون‌ها بايد در رابطه زير صدق كنند:

(20-6)                                                                                     

در اين رابطه

 = مجموع لنگرهاي خمشي نظير لنگرهاي خمشي مقاوم ستون‌ها در بالا و پايين اتصال است كه در مركز اتصال محاسبه شده باشند. لنگرهاي خمشي مقاوم ستون‌ها بايد براي نامساعدترين حالت بار محوري ستون‌ها، در جهت بارگذاري جانبي مورد نظر، كه كمترين مقدار لنگرها را بدست دهد، محاسبه شوند.

 = مجموع لنگرهاي خمشي نظير لنگرهاي خمشي مقاورم تيرها در دو سمت اتصال است كه در مركز اتصال محاسبه شده باشند.

جمع لنگرها در رابطه (20-6) بايد چنان صورت گيرد كه لنگرهاي ستون‌ها در جهت مخالف لنگرهاي تيرها قرار گيرند. رابطه (20-6) بايد در حالتهاي كه لنگرهاي خمشي تيرها در هر دو جهت، در صفحه قائم قاب، عمل نمايند، برقرار باشد.

20-5-4-2 چنانچه تعداد ستون‌هاي موجود در يك طبقه در يك قاب بيشتر از چهار عدد باشند، از هر چهار ستون يك ستون مي‌تواند رابطه (20-6) را ارضاء نكند .

20-5-2-4-3 ستون‌هاي قاب‌هاي يك و دو طبقه و نيز ستون‌هاي طبقه آخر در قاب‌هاي چند طبقه مي‌توانند رابطه (20-6) را ارضاء نكنند. در اينصورت اين ستون‌ها بايد ضابطه بند (20-5-2-4-4) را ارضاء كنند، اين ستون‌ها مشمول ضابطه بند (20-5-2-4-5) نمي‌شوند

20-5-2-4-4 چنانچه ستوني رابطه (20-6) را ارضاء نكند بايد در تمام طول داراي آرماتورگذاري عرضي ويژه مطابق ضوابط بندهاي (20-5-2-3-2) تا (20-5-2-3-6) باشد.

20-5-2-4-5 چنانچه ستوني ضابطه بند (20-5-2-4-1) را تامين نكند بايد از كمك آن به سخت جانبي و مقاومت سازه در مقابل بار جانبي زلزله صرفنظر شود. اين ستون در هر حال بايد ضوابط قسمت (20-5-6) را تامين نمايد.

 

20-5-3 ديوارهاي سازه‌اي ، ديافراگم ها و خرپاها

20-5-3-1 محدوديت‌هاي هندسي

20-5-3-1-1 در ديوارهاي سازه‌اي محدوديت‌هاي هندسي زير بايد رعايت شوند:

الف ـ ضخامت ديوا نبايد كمتر از 150 ميليمتر اختيار شود.

ب ـ در ديوارهايي كه در آنها اجزاء‌لبه مطابق بند (20-5-3-3 ) بكار گرفته مي‌شود، عرض جزء لبه نبايد كمتر از 300 ميليمتر در نظر گرفته شود.

20-5-3-1-2 در ديوارهاي سازه‌اي بايد حتي‌الامكان از ايجاد بازشوهاي با ابعاد بزرگ خودداري كرد. در مواردي كه ايجاد اين بازشوها اجتناب‌ناپذير باشد بايد موقعيت هندسي آنها را طوري در نظر گرفت كه ديوار بتواند بصورت ديوارهاي هم بسته عمل نمايد. در غير اينصورت بايد با كمك آناليز دقيق يا آزمايش‌هاي مناسب اثر وجود بازشو در عملكرد ديوار بررسي شود.

20-5-3-1-3 در ديافراگم‌هايي كه بازشوهاي با ابعاد بزرگ در آنها وجود دارد شكل و موقعيت بازشو نبايد روي سختي جانبي ديافراگم اثر تعيين كننده داشته باشد. رفتار ديافراگم‌ها در هر حالت با فرض‌هاي آناليز در ارتباط با درجه صلبيت آنها مطابقت داشته است.

20-5-3-1-4 در طراحي ديوارهاي با مقطع e و T عرض موثر بال، اندازه‌گيري شده از بر جان در هر سمت، كه در محاسبات بكار برده مي‌شود نبايد بيشتر از مقادير زير در نظر گرفته شود مگر آنكه با آناليز دقيقتر بتوان مقادير آنرا تعيين كرد.

الف : نصف فاصله بين جان ديوار تا جان ديوار مجاور

ب ـ ده درصد ارتفاع كل ديوار

 

20-5-3-2 آرماتور قائم و افقي

20-5-3-2-1 در ديوارهاي سازه‌اي نسبت آرماتور در هيچ يك از دو امتداد قائم و افقي نبايد كمتر از 25% باشد، مگر آنكه نيروي برشي نهايي موجود در مقطع ديوار از  كمتر باشد. در اين حالت براي حداقل آرماتور مورد نياز در ديوار بايد ضوابط بند (16-4) در فصل شانزدهم رعايت شود.

20-5-3-2-2 نسبت آرماتور قائم در هيچ ناحيه از طول ديوار نبايد از چهار درصد بيشتر باشد

20-5-3-2-3 فاصله ميلگردها از يكديگر، محور تا محور، در هر دو امتداد قائم و افقي نبايد بيشتر از 350 ميليمتر اختيار شود. در اجزاء لبه فاصله ميلگردهاي قائم نبايد بيشتر از 200 ميليمتر در نظر گرفته شوند.

20-5-3-2-4 در ديوارهايي كه نيروي برشي نهايي در مقطع آنها از  بيشتر است بكارگيري دو شبكه آرماتور الزامي است.

20-5-3-2-5 در اعضاي خرپاها، دستك‌ها، كلاف‌ها و اجزاء جمع كننده نيروها كه در آنها تنش فشاري بتن بيشتر از  باشد بايد در سراسر طول قطعه آرماتور گذاري عرضي ويژه مطابق بندهيا (20-5-2-3-2) تا (20-5-2-3-6) انجام شود. اين آرماتورگذاري را در قسمت‌هايي از طول قطعه كه در آنها تنش فشاري بتن از  كمتر باشد مي‌توان قطع كرد. تنش فشاري موجود در قطعه زير اثر بارهاي نهايي و با فرض توزيع خطي تنش در مقطع و بر اساس مشخصات مقطع ترك نخورده محاسبه مي‌شود.

20-5-3-2-6 كليه ميلگردهاي ممتد در ديوارهاي سازه‌اي ،ديافراگم‌ها، خرپاها، دستك‌ها ، كلاف‌ها و اعضاي جمع كننده نيروها بايد به عنوان ميلگردهاي كششي مطابق ضوابط بند (20-5-4-3) مهار يا وصله شوند.

20-5-3-3 اجزاي لبه در ديوارهاي سازه‌اي و در ديافراگم‌ها

20-5-3-3-1 در لبه‌ها و در اطراف بازشوها در ديوارهاي سازه‌اي و در ديافراگم‌ها كه در آنها تنش فشاري بتن فشاري بتن در دورترين تار فشاري مقطع تحت اثر بارهاي نهايي، به انضمام اثر زلزله ، از  بيشتر باشد بايد اجزاي لبه مطابق ضوابط بندهاي (20-5-3-3-2) تا (20-5-3-3-4) پيش‌بيني شود، مگر آنكه در تمام طول ديوار يا ديافراگم آرماتورگذاري عرضي ويژه پيش‌بيني شده باشد. اجزاي لبه را مي‌توان در قسمت‌هايي كه تنش فشاري بتن در آنها از  كمتر باشد قطع كرد. تنش فشاري بتن با فرض توزيع خطي تنش در مقطع ديوار و بر اساس مشخصات مقطع ترك نخورده محاسبه مي‌شود.

20-5-3-3-2 اجزاي لبه در ديوارها بايد در حالت حدي نهايي مقاومت براي مجموع بارهاي قائم وارده به ديوار شامل بارهاي اجزاي مرتبط با ديوار و وزن ديوار و نيروي محوري ناشي از لنگر واژگوني حاصل از نيروهاي جانبي زلزله طراحي شوند.

20-5-3-3-3 اجزاي لبه در ديافراگم‌ها بايد در حالت حدي نهايي مقاومت براي مجموع نيروهاي محوري كه در صفحه ديافراگم عمل مي‌كنند و نيروي محوري ناشي از تقسيم لنگر خمشي موثر در مقطع ديافراگم به فاصله بين دو جزء لبه‌هاي ديافراگم در آن مقطع ، طراحي شوند.

20-5-3-3-4 اجزاي لبه بايد در سراسر طول خود آرماتورگذاري عرضي ويژه مطابق ضوابط بندهاي (20-5-2-3-2) تا (20-5-2-3-6) بشوند.

20-5-3-3-5 در ديوارهايي كه داراي اجزاي لبه هستند آرماتورهاي افقي ديوار بايد در ناحيه محصور شده اجزاي لبه مهار شوند بطوريكه امكان بوجود آمدن تنش كششي در حد مقاومت تسليم در آنها ميسر گردد.

20-5-3-3-6 در ديوارهايي كه داراي اجزاي لبه نيستند آرماتورهاي افقي ديوار بايد به قلاب استاندارد ختم شوند و آرماتورهاي قائم لبه‌هاي ديوار را در بر گيرند. در غير اينصورت آرماتورهاي قائم لبه ديوار بايد بوسيله ركابي‌هايي كه داراي قطر و فاصله مشابه آرماتور افقي هستند و به آنها وصله مي‌شوند. نگهداري شوند. در مواردي كه نيروي برشي نهايي در مقطع ديوار از  كمتر است رعايت ضوابط اين بند الزامي نيست.

20-5-3-4 تيرهاي همبند در ديوارهاي هم بسته

20-5-3-4-1 تيرهاي همبند در ديوارهاي هم بسته كه در آنها نيروي برشي نهايي از  بيشتر باشد و نسبت طول دهانه آزاد به ارتفاع مقطع آنها كمتر از 3 باشد بايد مطابق ضوابط بندهاي (20-5-3-4-2) و (20-5-3-4-3) آرماتورگذاري شوند. در غير اينصورت آرماتورگذاري در اين تيرها مطابق ضوابط قطعات خمشي انجام مي‌شود. عرض اين تيرها در هيچ حالت نبايد كمتر از 200 ميليمتر اختيار شود.

20-5-3-4-2 مقاومت برشي در تيرهاي همبند بايد كلاً بوسيله آرماتورهاي قطري كه بصورت ضربدري و متقارن در سراسر طول تير ادامه داشته و در ديوارهاي طرفين تير در طولي به اندازه يك و نيم برابر طول گيرايي ميلگردها مهار مي‌شوند . تامين گردد. سطح مقطع آرماتور قطري در هر يك از شاخه‌هاي ضربدري از رابطه زير محاسبه مي‌شود:

(20-7)                                               

در اين رابطه  زاويه بين آرماتور قطري و محور طولي تير است .

20-5-3-4-3 آرماتورهاي قطري بايد بوسيله ميلگردهاي عرضي به صورت مارپيچ يا تنگ با قطر حداقل 8 ميليمتر و با فاصله از يكديگر حداكثر برابر با كوچكترين سه مقدار زير محصور شوند:

الف ـ  8 برابر قطر كوچكترين ميلگرد قطري

ب ـ 24 برابر قطر تنگ‌ها يا مارپيچ

پ ـ 125 ميليمتر

20-5-3-4-4 مقاومت خمشي تامين شده توسط آرماتورهاي قطري را مي‌توان در محاسبه ظرفيت خمشي تير همبند منظور كرد.

20-5-3-5 درزهاي اجرايي

20-5-3-5-1 كليد درزهاي اجرايي در ديوارها و در ديافراگم‌ها بايد ضوابط قسمت (9-8) را تامين كنند. سطح اين درزها بايد زبري گفته شده در بند (12-14-3-5) را دارا باشند. ضوابط طراحي درزهاي اجرايي براي برش در بند (12-17-3-3) گفته شده‌اند.

 

20-5-4 اتصالات تير به ستون در قاب‌ها

20-5-4-1 ضوابط كلي طراحي

20-5-4-1-1 طراحي اتصالات تيرها به ستون‌ها در قاب‌ها براي برش بايد بر اساس رابطه (12-1) صورت گيرد، مقادير  در اين رابطه بايد بر طبق ضوابط بندهاي (20-5-4-1-2) و (20-5-4-1-3) تعيين شوند.

20-5-4-1-2 نيروي برشي نهايي موثر به اتصال  بايد بر اساس بيشترين نيروي كششي كه ممكن است در آرماتورهاي كششي تيرهاي دو سمت اتصال و نيز برش موجود در ستون‌هاي بالا و پايين اتصال، محاسبه گردد. براي تعيين اين مقادير فرض مي‌شود در تيرهاي دو سمت اتصال مفصل‌هاي پلاستيكي با ظرفيت‌هاي خمشي مثبت يا منفي برابر با لنگرهاي خمشي مقاوم محتمل  در مقاطع بر اتصال تشكيل شده باشند، جهت‌هاي اين لنگرها بايد به صورتي در نظر گرفته شوند كه بيشترين برش در اتصال ايجاد شود.

20-5-4-1-3 نيروي برشي مقاوم نهايي اتصال  را مي‌توان با شرط رعايت ضوابط بند (20-5-4-2) حداكثر برابر با مقادير زير در نظر گرفت :

الف ـ براي اتصالات محصور شده در چهار سمت                    

ب ـ براي اتصالات محصور شده در سه سمت و يا در دو سمت مقابل هم

پ ـ براي ساير اتصالات                                                            

يك اتصال زماني توسط تيري كه به يك وجه آن مي‌رسد محصور شده تلقي مي‌گردد كه تير حداقل سه چهارم سطح آن اتصال را پوشانده باشند .

 

20-5-4-2 آرماتوگذاري

20-5-4-2-1 در كليه اتصالات، بجز آنهايي كه در بند (20-5-4-2-2) گفته شده‌اند، بايد آرماتورگذاري عرضي ويژه مطابق ضوابط بندهاي (20-5-2-3-2) تا (20-5-2-3-6) بكار برده شود.

20-5-4-2-2 در اتصالاتي كه در چهار سمت توسط تيرهاي محصور شده‌اند و عرض تيرها كمتر از سه چهارم عرضي از ستون كه به ن متصل مي‌شوند نيستند. بايد در طولي به اندازه كوتاه‌ترين ارتفاع تير در اتصال آرماتورگذاري عرضي ويژه مساوي با نصف آنچه در بند (20-5-4-2-1) گفته شد، بكار برده شود. فاصله آرماتورهاي عرضي در اين اتصالات را مي‌توان تا 150 ميليمتر افزايش داد .

20-5-4-2-3 آرماتورهاي طولي تيرها كه به ستون ختم مي‌شوند بايد تا انتهاي ديگر هسته محصور شده ستون ادامه يابند و در صورت كششي بودن مطابق ضوابط بند (20-5-4-3) و در صورت فشاري بودن مطابق ضوابط فصل هيجدهم مهار شوند .

20-5-4-2-4 در تيرهايي كه آرماتور طولي آنها از داخل هسته محصور شده ستون عبور نمي‌كنند، در صورتي كه اين آرماتورها توسط تير ديگري كه به اتصال مي‌رسد محصور نشده باشند، بايد در سراسر طول آرماتور طولي كه در خارج از هسته ستون قرار دارند آرماتورگذاري عرضي ويژه اجرا شود .

 

20-5-4-3 طول گيرايي ميلگردهاي كششي

20-5-4-3-1 طول گيرايي ميلگردهاي قلاب دار،   كه خم آنها 90 درجه است بايد با استفاده از رابطه (18-2) و با منظور كردن مقاومت پيوستگي معادل بتن برابر با 2f_bm رابطه (18-4) در نظر گرفته شود. طول گيرايي قلاب همچنين نبايد كمتر از مقادير: 8 برابر قطر ميلگرد و 150 ميليمتر اختيار گردد.

20-5-4-3-2 قلاب‌‌ها بايد در هسته محصور شده ستون‌ها و يا در اجزاء‌لبه ديوارها مهار شوند.

20-5-4-3-3 طول گيرايي ميلگردهاي مستقيم    در ميلگردهاي تحتاني، مطابق تعريف بند (18-2-2-1-الف) نبايد كمتر از 5/2 برابر طول گيرايي ميلگردهاي قلابدار و در ميلگردهاي فوقاني نبايد كمتر از 5/3 برابر طول گيرايي ميلگردهاي قلاب‌دار منظور گردد.

20-5-4-3-4 ميلگردهاي مستقيمي كه بيك اتصال ختم مي‌شوند بايد از داخل هسته محصور شده ستون و يا جزء لبه ديوار عبور داده شوند. طول گيرايي براي آن قسمت از ميلگردهايي كه در خارج از هسته محصور شده قرار دارند بايد به اندازه 6/1 برابر افزايش داده شود.

 

20-5-5 ضوابط طراحي براي برش

20-5-5-1 اعضاي تحت خمش و تحت فشار و خمش در قاب‌ها

20-5-5-1-1 در اعضاي تحت خمش و تحت فشار و خمش در قاب‌ها ، كنترل حالت حدي نهايي مقاومت در برش بايد بر اساس رابطه (12-1) صورت گيرد. مقادير Vn و Vr در اين رابطه بايد بر طبق ضوابط بندهاي (20-5-5-1-2) تا (20-5-5-1-4) محاسبه شوند.

20-5-5-1-2 نيروي برشي نهايي، Vu در اعضاي خمشي بايد با در نظر گرفتن تعادل استاتيكي بارهاي قائم و لنگرهاي خمشي موجود در مقاطع انتهايي عضو با فرض آنكه در اين مقاطع مفصل‌هاي پلاستيكي تشكيل شده‌اند، تعيين شود. ظرفيت خمشي مفصل‌هاي پلاستيكي، مثبت يا منفي ، بايد برابر با لنگر خمشي مقاوم ماكزيمم مقطع Mmax در نظر گرفته شود. جهت‌هاي اين لنگرهاي خمشي بايد چنان در نظر گرفته شوند كه نيروي برشي ايجاد شده در عضو بيشترين باشد .

20-5-5-1-3 نيروي برشي نهايي ، Vu در اعضاي تحت فشار و خمش بايد برابر با كمترين دو مقدار زير نظر گرفته شود ولي اين نيرو در هيچ حالت نبايد كمتر از مقدار نيروي برشي باشد كه از آناليز سازه زير اثر بارهاي نهايي ناشي از بارهاي قائم و نيروي جانبي زلزله بدست آمده است .

الف ـ نيروي برشي ايجاد شده در عضو زير اثر نيروهاي استاتيكي وارد به آن شامل بارهاي قائم، در صورت وجود، و لنگرهاي خمشي موجود در مقاطع انتهايي آن با فرض آنكه در اين مقاطع مفصل‌هاي پلاستيكي تشكيل شده‌اند. ظرفيت خمشي مفصل‌هاي پلاستيكي، مثبت يا منفي بايد برابر با لنگر خمشي مقاوم ماكزيمم مقطع ، Mmax در نظر گرفته شود و در تعيين آن بايد 4/1 برابر نامساعدترين نيروي محوري نهايي موجود در عضو كه منتج به بيشترين لنگر خمشي مي‌شود، منظور گردد. جهت‌هاي اين لنگرهاي خمشي بايد چنان در نظر گرفته شوند كه نيروي برشي ايجاد شده در عضو بيشترين باشد.

ب ـ نيروي برشي ايجاد شده در عضو با فرض آنكه در تيرهاي متصل به دو انتهاي عضو، در مقاطع مجاور به اتصال‌ها ، مفصل‌هاي پلاستيكي با مشخصات گفته شده در بند (20-5-5-1-2) تشكيل شده باشند. جهت‌هاي اين لنگرهاي خمشي بايد چنان در نظر گرفته شوند كه نيروي برشي ايجاد شده در عضو مورد نظر بيشترين باشد.

20-5-5-1-4 مقاومت برشي نهايي مقطع Vr بايد بر اساس رابطه (12-2) محاسبه شود. نيروي برشي مقاوم بتن در اين رابطه Vc در اعضايي از قاب كه در آنها نيروي برشي ناشي از زلزله بزرگتر از نصف نيروي برشي طرح Vu باشد و مقدار نيروي فشاري محوري در آنها كمتر از  باشد، مساوي با صفر منظور مي‌‌گردد. منظور از نيروي برشي ناشي از زلزله،‌نيروي برشي ايجاد شده در عضو بعلت اختلاف لنگرهاي خمشي موجود در مفصل‌هاي پلاستيكي ايجاد شده در دو انتهاي عضو بر طبق ضوابط بند (20-5-5-1-2) است.

20-5-5-1-5 خاموت‌هايي كه براي مقاومت در برابر برش بكار برده مي‌شوند، در قسمت‌هاي خاصي از عضو كه در بندهاي (20-5-1-3) و (20-5-2-3) و (20-5-4-2) مشخص شده‌اند بايد از نوع تنگ ويژه باشند.

 

20-5-5-2 ديوارهاي سازه‌اي و ديافراگم‌ها

20-5-5-2-1 در ديوارهاي سازه‌اي و در ديافراگم‌ها ، كنترل حالت حدي نهايي مقاومت در برش بايد بر اساس رابطه زير صورت گيرد :

(20-8)                                                                         

در اين رابطه  نيروي برشي نهايي در مقطع مورد نظر است كه از آناليز سازه زير اثر بارهاي نهايي ناشي از بارهاي قائم و بارهاي جانبي زلزله بدست آمده است و  مقاومت برشي نهايي مقطع است كه مطابق ضوابط بند (20-5-5-2-2) محاسبه مي‌شود.  ضريب اصلاحي مقاومت است كه در اين قطعات مساوي با 7/0 منظور مي‌گردد .

20-5-5-2-2 مقاومت برشي نهايي مقطع ،  با استفاده از رابطه زير محاسبه مي شود :

(20-9)                                                 

در اين رابطه  ضريبي است كه به شرح زير در نظر گرفته مي‌شود :

الف ـ  ديوارها و ديافراگم‌هايي كه در آنها نسبت  بزرگتر يا مساوي 2 است.

   

ب ـ در ديوارها و ديافراگم‌هايي كه در آنها نسبت  كوچكتر يا مساوي 5/1 است.

 

پ ـ در ديوارها و ديافراگم‌هايي كه در آنها نسبت  بين 5/1 و 2 است ضريب  با درون‌يابي خطي بين اعداد فوق تعيين مي‌شود.

20-5-5-2-3 در تعيين مقاومت برشي نهايي مقطع در قطعات يك ديوار يا يك ديافراگم مقدار ضريب  بايد براي بيشترين مقدار  در كل ديوار يا ديافراگم و در قطعه مورد نظر محاسبه شود.

20-5-5-2-4 ميلگردهاي برشي در ديوار يا ديافراگم بايد در صفحه ديوار يا ديافراگم در دو جهت عمود بر هم توزيع شوند بطوريكه در اين دو جهت مقاومت برشي ايجاد نمايند. در مواردي كه نسبت  كمتر از 0/2 است نسبت آرماتور قائم ،  ، نبايد كمتر از نسبت آرماتور افقي برشي   در نظر گرفته شود.

20-5-5-2-5 مقاومت برشي نهايي مقطع ،  در ديوارهايي كه متشكل از تعدادي پايه‌هاي ديوار گونه‌اند و مشتركاً نيروي جانبي واحدي را تحمل مي‌كنند نبايد بيشتر از  در نظر گرفته شود. در اين ديوارها مقاومت برشي نهايي مقطع در هر پايه ديوارگونه نيز نبايد بيشتر از  منظور گردد.  سطح مقطع هر پايه ديوارگونه و  مجموع سطح مقطع‌هاي اين پايه‌هاست.

20-5-5-2-6 مقاومت برشي نهايي مقطع در قطعات افقي در ديوارها،‌ نظير تيرهاي رابط در ديوارهاي هم بسته نبايد بيشتر از  در نظر گرفته شود.  سطح مقطع قطعه افقي ديوار است .

نوشته شده توسط جلال در 12:34 |  لینک ثابت   • 

۱۴-طراحی شالوده های ساختمان:

با توجه به پلان در نظر گرفته شده در نقشه های اجرايی پروژه, محدوديتی از نظر وجود همسايه نمی باشد پس بدليل عدم وجود برون محوری در پی های گوشه و کناری, تمام شالوده ها بصورت منفرد در نظر گرفته شده اند. شالوده ها همانند ستونها تيپ بندی شده و شامل 4 تيپ شالودة گوشه, کناری در راستای قاب خمشی(x), کناری در راستای ديوار برشی(y) و شالوده های ميانی است.

برای ديوار برشی بعلت وجود نيروهای زياد يک شالودة نواری طراحی شده است.

مقاومت مجاز زمين برابر با 270 کيلونيوتن بر مترمربع و جنس زمين از نوع 2(شن و ماسة متراکم) می باشد. بعلت متراکم بودن زمين روی گيرداری دورانی ستون متکی بر شالودة منفرد حساب شده است, ولی بعلت مقادير بسيار ناچيز اين لنگرهای گيرداری که از آناليز ساختمان بدست آمده اند, از آنها صرفنظر شده است. ولی حتی با اين وجود پای ستون را نمی توان صددرصد گيردار فرض نمود مگر اينکه حجم شالوده  نسبتاً بزرگ و شالوده متکی بر بستر سنگی باشد, که در اينجا چنين نيست.

برای تمامی شالوده های فوق مقدار پوشش بتن روی آرماتور برابر با 75 ميليمتر در نظر گرفته شده است. قبل از اجرای عمليات آرماتوربندی و قالب بندی شالوده, روی بستر خاکی تسطيح شده, يک لايه بتن مگر با عيار 150 کيلوگرم بر مترمکعب به ضخامت 100 ميليمتر بمنظور ايجاد سطح صاف برای پياده کردن محور ستونها و همچنين جلوگيری از تداخل خاک به بتن شالوده ريخته می شود.

شالوده های ساختمان را بقرار زير طراحی می کنيم:

ادامه مطلب

نوشته شده توسط جلال در 0:6 |  لینک ثابت   • 

13-طراحی ديوار برشی و ديوارهای بتن آرمة زيرزمين:

 

طراحی ديوار برشی

يکی از مطمئن ترين روشهای مقابله با نيروهای جانبی استفاده از ديوار برشی بتن مسلح است. ديوار برشی را با توجه به ملاحظات معماری در قسمتهای مختلف پلان يک ساختمان می توان قرار داد, ليکن بايد دقت کافی بعمل آيد که قرارگيری آن در پلان تا حد امکان متقارن باشد و مرکز ثقل هر طبقه در حوالی مرکز صلبيت ديوارهای برشی باشد, که در اين ساختمان نيز موقعيت ديوارهای برشی با توجه به موارد فوق انتخاب شده است. به طور کلی ديوارهای برشی تحت تلاشهای زير قرار دارند:

1-نيروی برشی متغير که مقدار آن در پايه حداکثر می باشد.

2-لنگر خمشی متغير که مقدار آن مجدداً در پای ديوار حداکثر است و ايجاد کشش در يک لبه(لبة نزديک به نيروها) و فشار در لبة متقابل می نمايد. با توجه به امکان عوض شدن جهت نيروی باد يا زلزله در ساختمان, کشش بايد در هر دو لبة ديوار در نظر گرفته شود.

3-نيروی محوری فشاری ناشی از وزن طبقات که روی ديوار برشی تکيه دارد.

پس ديوارهای برشی برای نيروهای فوق کنترل و در مقابل آنها مسلح می شوند. ديوارهای برشی استفاده شده در اين ساختمان, به ارتفاع 18.65 متر و عمق 5.65 متر و ضخامت 25 سانتيمتر می باشند که کاملاً مشابه هم هستند و فرض می شود که پای ديوار گيردار بوده و نيروهای افقی بر لبة آن وارد می شوند.(h_w=18.65 m ,  l_w=5.65 m , h=25 cm)

با استفاده از نتايج تحليل سازه, نيروهای نهايی ضريبدار تحت بحرانی ترين بارگذاری برای ديوار برشی بقرار زيرند:

N_u=7997.1 KN

V_u=2104.4 KN

 

محاسبة ظرفيت برشی حداکثر اجازه داده شده توسط آيين نامه

طبق آيين نامه, d برای محاسبات برش مساوی 0.8l_w در نظر گرفته می شود.

 

d=0.8l_w=0.8×5.65=4.52 m

 

V_rmax=Ф_c√f_chd=0.6×5×250×4.52=3390 KN > V_u=2104.4 KN

 

بنابراين ضخامت h=250mm برای ديوار کافی می باشد.

محاسبة مقاومت برشی بتن

چون نيروی برشی مقاوم نهايی V_c  برای کليه مقاطعی که در فاصله ای کمتر از 2.825 متر(يعنی حداقل مقدار l_w/2 و h_w/2 ) از پاية ديوار قرار دارند, برابر با مقاومت برشی مقطع در آن فاصله در نظر گرفته می شود, پس:

 

M_u=2104.4×(18.65-2.825)=33302.3 KN.m

 

بعلت وجود نيروی محوری نسبتاً بالا:

 

ملاحظه می شود که V_u>0.5V_c  پس احتياج به ميلگردهای حداقل و يا محاسباتی داريم. و چون V_u>V_c  , بايد ميلگردهای برشی افقی  A_h و قائم A_n  در ديوار تعبيه گردد.

 

محاسبة ميلگردهای برشی(تنگ)

در نتيجه s₂  مساوی 300 ميليمتر انتخاب می شود و,

 

(سطح دو ساق)A_h=1.134×300=340.2 mm²

 

پس از ميلگرد آجدار نمرة 16 استفاده می شود:

 

A_h=2×201=402 mm² > 340.2 mm²

 

که در دو سفره ميلگرد قرار داده می شوند.

محاسبة ρ_h (برای عرض يک متر)

 

(محاسباتی)ρ_h=340.2/(300×2500)=0.00454 > 0.0025

 

يعنی نسبت سطح مقطع ميلگرد برشی افقی به سطح مقطع بتنی کل, نبايد کمتر از 0.0025 باشد.

 

محاسبة ميلگردهای  قائم

ملاحظه می شود که مقدار فوق از 0.0025 کمتر است, پس مقدار آن برابر با 0.0025 در نظر گرفته می شود.پس استفاده می شود از:

 

Ф10 at 250 à ρ_n=A_n/s₁h=157/(250×250)=0.00251

 

که ميلگردهای فوق در دو سفره توزيع می شوند.

 

محاسبة ميلگردهای خمشی

M_u=2104.4×18.65=39247.2 KN.m

 

بعلت قابل ملاحظه بودن مقدار نيروی محوری N_u , سطح مقطع ديوار را بصورت مستطيلی به ابعاد 250×5650 ميليمتر در نظر گرفته و سطح مقطع آرماتور خمی با استفاده از نمودارهای اندرکنش ستونها تعيين می شوند:

 بعلت ملايم بودن شرايط: d=d'=25 mm

در هر طرف استفاده می شود از:

29Ф32 , A_st=2×29×804=46646.4 mm²

 

ρ=46646.4/250/5650=3.3%

 

که بين مقادير 0.8% و 8% قرار دارد و قابل قبول است. اين آرماتورها بصورت يکنواخت در مقطع توزيع می شوند.

 

کنترل ظرفيت محوری ديوار

 

 

N_rmax=0.8[0.85Ф_cf_cA_g+A_st(Ф_sf_y-0.85Ф_cf_c)]

=0.8×[0.85×0.6×25×250×5650+46646.4×(0.85×400-0.85×0.6×25)]×10^-3

=26619.5 KN > 7997.1 KN

 

جزئيات آرماتورگذاری ديوار برشی در نقشه های اجرايی پروژه آورده شده است.

 

طراحی ديوارهای بتن آرمة زيرزمين

اين ديوارها, ديوار حايل بوده که از آنها به منظور پايداری در مقابل فشار جانبی خاک استفاده می گردد. عامل پايداری و مقاومت اين نوع ديوارها در مقابل فشارهای جانبی, مقاومت خمشی ديوار و وزن خاکی است که در روی پاشنة ديوار قرار می گيرد. فرض می شود که با تعبية زهکش هايی, از ايجاد فشار آب حفره ای در پشت ديوار جلوگيری می شود.

بعلت شن و ماسه ای بودن خاک و زاوية اصطکاک داخلی بالای اين نوع خاک, نفوذپذيری و زهکشی بخوبی انجام يافته و فشار جانبی خاک پشت ديوار بشدت کاهش می يابد.

وزن مخصوص خاکريز 1920 کيلوگرم بر مترمکعب با زاوية اصطکاک داخلی 35 درجه در نظر گرفته می شود. با استفاده از جداول مربوطه, ضريب اصطکاک بين بتن و خاک پشت آن برابر با 0.4 می باشد. فشار مجاز خاک 270 کيلونيوتن بر مترمربع می باشد.

چون خاک درجاست و اجازة حرکت ندارد:

K=K₀=1-sin(Ф)=0.43

تعيين ارتفاع ديوار

ارتفاع کف پی=1.2 m à h=2.95+1.2=4.15 m

تعيين ضخامت پايه

ضخامت پايه=60 cm

تعيين طول پايه

اگر ارتفاع سربار را h=2.35m در نظر بگيريم:

سربار=2.35×1.92=4.512 ton/m²

با توجه به شکل بعدی,

 

فشار افقی يکنواخت ناشی از سربار = 0.43×4.512=1.94 ton/m²

فشار حداکثر خاک = 4.33 ton/m²

(در وسط ارتفاع ديوار) P₁=1.94×4.15=8.051 ton/m

(در ثلث ارتفاع ديوار) P₂=0.5×4.33×4.15=8.98 ton/m

W=1.92×(4.15+2.35)x=2.48x

 (تعادل لنگرها)W(x/2)=2.075P₁+1.383P₂ à x=2.161 m

 

برای اينکه مصالح دانه ای به کشش نيافتند,

طول پايه = 1.5×2.161=3.6 m

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

محاسبة ضريب اطمينان در برابر واژگونی

 

 

با توجه به شکل قبل,

 

فاصلة نقطة اثر برآيند=40.91/32.05=1.276 m

لنگر مقاوم=32.26×(3.6-1.276)=74.97 ton.m/m

لنگر واژگونی=2.075+1.3833=29.128 ton/m

ضريب اطمينان واژگونی=74.97/29.128=2.574 > 2

يا  0.85×74.97 > 1.383×29.124                         O.K.

 

محاسبة فشار وارد بر شالوده

R=32.05 ton/m

A=1×3.6=3.6 m²/m

S=1×3.6²/6=2.16 m³/m

محاسبة ضريب اطمينان در برابر لغزش

چون جسم در آستانة لغزش است,K=(1-sinФ)/(1+sinФ)=0.27                              

نيروی محرک=P₁+P₂=17.031 ton/m

نيروی مقاوم اصطکاکی=μR=0.4×32.05=12.82 ton/m

SF=12.82/17/031=0.753<1.5

ملاحظه می شود که عدد مذکور مناسب نبوده, پس يک پاشنه برای ديوار در نظر می گيريم,

ارتفاع زبانه 120 سانتيمتر در نظر گرفته می شود, سطح جلويی زبانه 15 سانتيمتر جلوتر از سطح پشتی ديوار قرار داده می شود. با توجه به شکل زير داريم:

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

P_p=0.5K_p(h₂²- h₁²)γ       ,        K_p=1/K_a=1/0.27=3.7

P_p=0.5×3.7×(1.8²-0.6²)×1.92=10.23 ton/m

μR= μ₁R₁+ μ₂R₂

μR=0.7×(9.372+14.615)/2×1.65+0.4×(9.372+3.19)/2×1.95=18.75 ton

نيروی مقاوم=10.32+18.75=29.07 ton/m

SF=29.07/17.031=1.71 > 1.5           O.K.

 

طراحی پاية ديوار

 

 

 

 

 

 

 

با توجه به شکل فوق,

q_u=(2.35×1.92+3.6×1.92+0.6×2.4)×1.25=16.08 ton/m²

مقطع A :

V_u=16.08×1.8-0.9×(3.19+8.89)/2×1.8=19.16 ton/m

M_u=(16.08-0.9×3.19)×1.8²/2-0.9×(8.89-3.19)× 1.8²/6=18.63 ton.m/m

d=60-(5+1.5)=53.5 cm

V_c=0.2×0.6×5×1000×535×10^-3=321 KN/m > 319 KN/m

 

محاسبة ميلگرد خمشی,

M_u=186.3 KN.m/m à A_s=1051 mm²/m

min(A_s)=max(1.33×1051,1.4/400×1000×535)=1872.5  mm²/m

 

پس انتخاب می شود

Ф22 at 200 = 1900 mm²/m à طول مهاری=30×22=660 mm

 

مقطع B:

V_u=(14.615+10.8)/2×1.2×1.25=19.06 ton/m

M_u=(10.8×1.2²/2+3.815×1.2²/3)×1.25=120 KN.m/m à A_s=670  mm²/m

A_s(min)=1872.5 mm²/m

 

پس انتخاب می شود

Ф22 at 200 = 1900 mm²/m à طول مهاری=30×22=660 mm

 

طراحی تيغه

مقادير d,  V_u و M_u در 0, 0.5H و H تعيين می گردند و در هر قسمت فولادهای کششی طراحی می شوند,

 

 

 

 

 

 

 

 

پس بترتيب برای  0.5H و H, انتخاب می شود,

Ф14 at 110 = 1399 mm²/m

,

Ф14 at 80 = 1924 mm²/m

که در سطح مجاور خاک قرار می گيرند.

 

ميلگردهای حرارتی:

ميلگردهای افقی تيغه,

ضخامت متوسط تيغه=45 cm à A_s(min)=1125 mm²/m

: در سطح بيرونی ديوارФ10 at 100 = 785 mm²/m

: در سطح مجاور خاکФ10 at 200 = 363 mm²/m

 

ميلگردهای حرارتی قائم تيغه که درست در جلوی ديوار قرار می گيرند,

A_s=1125 mm²/m à Ф12 at 100 = 1131 mm²/m

 

ميلگردهای حرارتی طولی پايه:

 برای اطمينان در مهار ميلگردهای خمشی در بالا و پايين پنجه همة آنها را در کل پايه ادامه می دهيم.

Ф14 at 80 = 1924 mm²/m

که در واحد عرض پايه(در طول ديوار) قرار می گيرند.

بدين ترتيب ديوارهای حايل زيرزمين طراحی شدند, جزئيات فولادگذاری اين ديوارها در نقشه های اجرايی پروژه آورده شده است.

نوشته شده توسط جلال در 23:9 |  لینک ثابت   • 

12-طراحی پله ها:

اجزای پله بتن مسلح شامل قسمتهای زير است:

1-    دال شمشيری راه پله

2-    پاخور(s)

3-    پيشانی(a)

ضخامت متوسط جان پله را می توان از رابطة زير محاسبه کرد:

در اين ساختمان دارای دو تيپ پله هستيم اين پله ها از نوع دو خم بوده, که يکی پله های طبقة همکف با بالاروی 3.9 متر و بار زندة 3.5 کيلونيوتن بر مترمربع و ديگری پله های طبقات زيرزمين و ديگر طبقات با بالاروی 2.95 متر و بار زندة 3.5 کيلونيوتن بر مترمربع که هر يک را طراحی می کنيم:

(روی پله ها 5 سانتيمتر نازک کاری فرض می شود.)

طراحی پله های طبقة همکف:

ارتفاع بالاروی پله : h=3.9 m

ارتفاع بالاروی هر شمشيری پله : h/2=1.95 m

با فرض ارتفاع پيشانی : a=19.5 cm

تعداد پله در هر شمشيری : n=h/2a=10

با توجه به اينکه عرض چشمة پله برابر با 510 سانتيمتر است,

10×s+2×L=510

با فرض پاخور : s=29 cm

عرض پاگرد : L=110 cm

با فرض فاصلة 20 سانتيمتر بين دو شمشيری راه پله, عرض هر شمشيری برابر با 2.45 متر می باشد.(b=2.45)

شيب راه پله : tan α = ارتفاع بالاروی/(تعداد پله×طول پاخور)=1.95×100/29/10=0.6724 à cos α = 0.83

با فرض ضخامت 20 سانتيمتر برای دال شمشيری(t) داريم:

 وزن شمشيری : 2.45×0.281×24=16.517 KN/m

وزن پاگرد : 2.45×0.2×24=11.76 KN/m

50 ميليمتر نازک کاری : 2.45×0.05×22=2.695 KN/m

بار مردة کل شمشيری در امتداد شيب : 16.517+2.695=19.212 KN/m

بار مردة کل شمشيری در امتداد افق : 19.212/cos α =24.558 KN/m

بار مردة پاگرد : 11.76+2.695=14.455 KN/m

بار زنده : 2.45×3.5=8.575 KN/m

شمشيری q_u=1.25×24.558+1.5×8.575=43.56 KN/m

پاگرد q_u=1.25×14.455+1.5×8.575=30.931 KN/m

 

در اثر بارگذاری فوق برشها و لنگرهای زير وارد می شوند:

V_max=0.5×(30.931×5.1+12.629×2.9)=97.2 KN

 

V_c=0.2Ф_c√f_cbd=0.2×0.6×5×195×2450×10^-3=286.65 KN > 97.2  O.K.

 

M_max=97.2×2.55-30.931×2.55²/2-12.629×1.45²/2=134.02 KN.m

 

A_s=(134.02×10⁶)/(0.85×400×0.85×195)=2378.1 mm²

 

12Ф16 , A_s=12×201.06=2412.7 mm²

بنابراين در پله های طبقة همکف از 12Ф16 برای فولاد گذاری پله استفاده می شود.

 

طراحی پله های طبقات زيرزمين و طبقات ديگر:

ارتفاع بالاروی پله : h=2.95 m

ارتفاع بالاروی هر شمشيری پله : h/2=1.475 m

با فرض ارتفاع پيشانی : a=16.39 cm

تعداد پله در هر شمشيری : n=h/2a=9

با توجه به اينکه عرض چشمة پله برابر با 510 سانتيمتر است,

9×s+2×L=510

با فرض پاخور : s=29 cm

عرض پاگرد : L=124.5 cm

با فرض فاصلة 20 سانتيمتر بين دو شمشيری راه پله, عرض هر شمشيری برابر با 2.45 متر می باشد.(b=2.45)

شيب راه پله : tan α = ارتفاع بالاروی/(تعداد پله×طول پاخور)=1.475×100/29/9=0.565 à cos α = 0.87

با فرض ضخامت 20 سانتيمتر برای دال شمشيری(t) داريم:

 

 وزن شمشيری : 2.45×0.271×24=15.955 KN/m

وزن پاگرد : 2.45×0.2×24=11.76 KN/m

50 ميليمتر نازک کاری : 2.45×0.05×22=2.695 KN/m

بار مردة کل شمشيری در امتداد شيب : 15.955+2.695=18.650 KN/m

بار مردة کل شمشيری در امتداد افق : 15.955/cos α =22.084 KN/m

بار مردة پاگرد : 11.76+2.695=14.455 KN/m

بار زنده : 2.45×3.5=8.575 KN/m

شمشيری q_u=1.25×22.084+1.5×8.575=40.467 KN/m

پاگرد q_u=1.25×14.455+1.5×8.575=30.931 KN/m

 

در اثر بارگذاری فوق برشها و لنگرهای زير وارد می شوند:

V_max=0.5×(30.931×5.1+9.536×2.61)=91.3 KN

 

V_c=0.2Ф_c√f_cbd=0.2×0.6×5×163.9×2450×10^-3=240.933 KN > 91.3  O.K.

 

M_max=91.3×2.55-30.931×2.55²/2-9.536×1.305²/2=124.13 KN.m

 

A_s=(124.13×10⁶)/(0.85×400×0.85×163.9)=2620.6 mm²

 

14Ф16 , A_s=14×201.06=2814.87 mm²

بنابراين در پله های طبقات از 14Ф16 برای فولاد گذاری پله استفاده می شود.

آرماتورگذاری پله ها در طبقات و همکف در نقشه های اجرايی پروژه آورده شده است.

خلاصة بارگذاری پله ها در جداول صفحات بعد مشخص شده است.

 

 

نوشته شده توسط جلال در 23:4 |  لینک ثابت   • 

10-طراحی نهايی تيرها, تعيين مقادير فولاد در مقاطع بحرانی و تعيين نقاط قطع فولاد.
بنظور تسهيل در امر طراحی و ساخت و آرماتورگذاری تيرها, فولادگذاری تيرها برای 4 تيپ در هر طبقه طراحی شده است. با توجه شکل صفحة بعدی, اين تيپ ها عبارتند از: تيپ 1 تيرهای محور 1 و 4 هستند و تيپ 2 تيرهای محور 2 و 3 ,تيپ 3 تيرهای محورهای A و H و تيپ 4 تيرهای محورهای B, C, D ,E, F, G هستند. با استفاده از منحنيهای پوش تيرها مقادير نهايی حداکثر برش, لنگر پيچشی,لنگر مثبت وسط دهانه و لنگر منفی تکيه گاهی برای هر يک از تيپ های فوق بدست آمده است و طراحی براساس آنها صورت گرفته است.
طراحی بر مبنای حالت حدی نهايی براساس آيين نامة بتن ايران انجام گرفته است. همانطور که در ادامه ملاحظه خواهد شد بعلت ابعاد بزرگ تير, در هيچ مقطعی نيازی به آرماتور فشاری نخواهد بود مگر برای تحمل لنگر پيچشی وارد بر مقطع. ولی در هر مقطع 2Ф12 آرماتور فشاری غيرمحاسباتی بمنظور کاهش تغييرشکلهای بلند مدت و ايجاد تکيه گاهی برای خاموتها استفاده شده است.
اغلب تيرهای بتن مسلح در مناطقی که نيروی برشی زياد می باشد, توسط خاموتهای قائم U شکل يا ميلگردهای طولی مايل(اوتگا) يا ترکيبی از هر دو مسلح می شوند. آرماتورهای برشی نه تنها مقاومت برشی را از طريق انتقال مستقيم نيروی برشی افزايش می بخشند, بلکه با بهبود عمل قفل و بست بين دانه ای و عمل شاخه ای فولادهای طولی اصل, باعث ازدياد مقاومت برشی می شوند. بعلاوه اين گونه ميلگردها سبب يکپارچگی ناحية فشاری بتن و همچنين بهبود شکل پذيری تير بوسيلة جلوگيری از گسترش ترکهای قطری می گردند. در نتيجه از خرابيهای ناگهانی جلوگيری کرده و ايجاد آگاهی قبل از خرابی می نمايند. طبق آئين نامة بتن ايران, کلية مقاطعی که در فاصله ای کمتر از d از بر داخلی تکيه گاه قرار دارند, می توان برای تلاش برشی Vu که در مقطعی بفصلة d وجود دارد, طراحی کرد. درطراحی خاموتها برای جذب نيروی برشی از خاموتهای قائم استفاده شده و از ميلگردهای مايل بعنوان يک عامل اطمينان استفاده شده است.
در هر تير فاصلة اولين خاموت از لبة تکيه گاه برابر با 50 ميليمتر است, و تا 1 متر از بر تکيه گاه(بدون در نظر گرفتن خاموت اول) بمنظور رعايت ضوابط شکل پذيری بالا در تيرها از 8 خاموت(خاموت ويژه) به فاصلة 115 ميليمتر , و در بقية طول تير خاموت بفاصلة 230 ميليمتر استفاده شده است. و حداقل قطر تمامی اين خاموتهای ويژه 8 ميليمتر است.
برای رعايت ضوابط شکل پذيری بالا از آرماتورهای طولی بقطر حداقل 12 ميليمتر استفاده شده است و در تمام طول آنها از تنگ استفاده شده است. همچنين در نقاط قطع ميلگردها خاموتهای اضافی بقطر 10 ميليمتر بفاصلة 115 ميليمتر در طول 345 ميليمتری نقاط قطع بکار برده می شود.
بمنطور ايجاد فضای لازم بين ميلگردها برای عبور بتن و جلوگيری از ايجاد حفرات هوا در زير آنها, حداقل فاصلة بين ميلگردها برابر با 148 ميليمتر می باشد و در ميلگردهای چند لايه, فاصلة آزاد بين لايه ها 30 ميليمتر اختيار شده است و ميلگردهای لاية فوقانی درست روی ميلگردهای لاية تحتانی قرار گرفته اند.
در مواردی که تلاش پيچش قابل ملاحظه ای بر مقطع اثر می کند, از خاموتها پيچشی به همراه خاموتهای برشی استفاده شده است. بمنظور مقابله با اين پيچش آرماتورها طولی که بطور يکنواخت حول محيط مقطع توزيع شده اند, علاوه بر ميلگردهای خمشی در نظر گرفته می شوند.
بعنوان مثال برای طراحی تيرهای تيپ 2 واقع در طبقة همکف داريم:
اين تيپ شامل 14 تير است که در امتداد محورهای 2 و 3 قرار گرفته اند. برای طراحی گامهای زير را انجام می دهيم,
گام اول:تعيين تلاشهای نهايی حداکثر:
با توجه به منحنيهای پوش تيرها داريم
(لنگر مثبت وسط دهانه)MU+=95.567 KN.m
(لنگر منفی تکيه گاهی)M U- =-166.086 KN.m
(نيروی برشی نهايی در تکيه گاه)VU=199.25 KN
(لنگر پيچشی نهايی در تکيه گاه)TU=0.976 KN.m
گام دوم:طراحی آرماتورهای طولی خمشی وسط دهانه:
محاسبة ظرفيت خمشی مقطع

با توجه به ملايم بودن شرايط, مقدار 40 ميليمتر بعنوان پوشش در نظر می گيريم که در نتيجه d=500-40=460mm خواهد بود.

ملاحظه می شود که Mr>Mu پس به فولاد فشاری نياز نمی باشد. پس فولاد کششی را طراحی می کنيم.


کنترل درصد فولاد حداقل و حداکثر
ملاحظه می شود که مقدار درصد فولاد قابل قبول بوده و As=640.8 mm2 بعنوان ميلگرد طولی مثبت در نظر گرفته می شود.
گام سوم:طراحی برشی و پيچشی:
مقادير VU و TU در مقاطع بحرانی که همان بفاصلة d=460mm از بر ستون يا برستون برای تيرهای کناری محاسبه می شوند. چون مقدار نيروی محوری در تيرها خيلی ناچيز است مقدار آن برابر صفر فرض شده و از اثر کاهشی آن بر مقاومت برشی بتن صرفنظر شده است.بنابراين داريم:
چون VU>Vc , پس احتياج به آرماتور برشی محاسباتی خواهيم داشت,
Vs=Vu-Vc=199.25-110.4=88.85 KN
ملاحظه می شود که Vs<4Vc=441.6 KN است, پس ابعاد مقطع کفايت می کند. با داشتن Vs می توان سطح مقطع خاموتهای قائم را از رابطة زير محاسبه کرد:
(توجه شود که تنگها از نوع فولاد آجدار با fy=300 MPa هستند.)
با توجه به اينکه Vs<0.4Фc√fcbwd=220.8KN می باشد, smax=min(600,d/2)=min(600,230)=230mm
کنترل فولاد برشی حداقل
ملاحظه می شود که فولاد برشی محاسباتی از مقدار حداقل آن بيشتر است.
چون TU<0.25Tcr , پس طراحی برای پيچش ضرورتی ندارد. در نتيجه مقدار خاموت لازم با فرض s=200mm برابر خواهد بود با:
يعنی می بايست از خاموت Ф10 بفواصل 200 ميليمتر در مقاطع بحرانی اين تير استفاده کرد.

گام چهارم:تعيين فولاد طولی نهايي وسط دهانه:
بدليل عدم نياز به آرماتور طولی برای مقابله با پيچش, استفاده از 2×Ф22 بعنوان ميلگرد کششی در سفرة تحتانی تير پيشنهاد می شود.
2×Ф22As=760.3mm2 > 640.8mm2

گام پنجم:طراحی آرماتورهای منفی تکيه گاهی:
بعلت برعکس شدن جهت لنگر روی تکيه گاه, در اين قسمت تار فوقانی به کشش می افتد و بايد توسط آرماتورهای سفرة فوقانی تقويت شود,
محاسبة ظرفيت خمشی مقطع

با توجه به ملايم بودن شرايط, مقدار 40 ميليمتر بعنوان پوشش در نظر می گيريم که در نتيجه d=500-40=460mm خواهد بود.




ملاحظه می شود که Mr>Mu پس به فولاد فشاری نياز نمی باشد. پس فولاد کششی را طراحی می کنيم.


کنترل درصد فولاد حداقل و حداکثر
ملاحظه می شود که مقدار درصد فولاد قابل قبول بوده و As=1159.3 mm2 بعنوان ميلگرد طولی مثبت در نظر گرفته می شود. بدين ترتيب می توان از 4×Ф20 در سفرة فوقانی روی تکيه گاه استفاده کرد.
4×Ф20As=1256.6mm2 > 1159.3mm2
بدين ترتيب طراحی نهايی فولادهای طولی تيرها و مقادير خاموتها در مقاطع بحرانی در جداول صفحات بعدی آورده شده است. برای محاسبة نقاط قطع فولادها از روش ساده شده استفاده شده است که در نقشه ها اجرائی پروژه آورده شده است.
طراحی با ETABS2000 :
در مرحلة بعدی بمنظور کنترل اين محاسبة دستی, از نرم افزار ETABS برای طراحی تيرها استفاده شده است. برای طراحی اين سازه از آيين نامة ACI 318-99 و روش طراحی ويژه(Sway Special) استفاده شده است و پس از طراحی و کنترل سازه(Design/Check) ميلگردهای طولی(Longitudinal Reinforcing) مورد نياز و همچنين مقدار خاموت گذاری(Shear Reinforcing) با واحد mm2/mm محاسبه شده است.
مقدار آرماتور و خاموت طراحی شده توسط ETABS در ادامه آورده شده است. بعنوان مثال برای کنترل تيپ 2 طبقة همکف که قبلاً بصورت تشريحی محاسبه شد, ملاحظه می شود که مقدار آرماتور مثبت برابر با 1183.9 mm2 و آرماتور منفی برابر 646.8 mm2 توسط نرم افزار طراحی شده است که نزديک به مقادير طراحی شدة دستی هستند.(دستی:1159.3 و 640.8) و بقية موارد نيز صحت طراحی دستی را تاييد می کنند.
(توجه شود که واحدها در نتايج طراحی کامپيوتری KN , mm می باشند.)

نوشته شده توسط جلال در 13:40 |  لینک ثابت   • 

9-ترسيم پوش نهايی با استفاده از پوش های بدست آمده از رديفهای 5 و 8 برای تيرها و جدولبندی ترکيبات مختلف لنگر, نيروی محوری و برش در ستونها در طبقات مختلف.

پس از تحليل و رسم پوش مربوطه در مراحل 5 و 8 , در اين مرحله ترکيب بار ENVELOPT که شامل 18 نوع ترکيب بار زير است:

1.0D

1.25D+1.5L

D+1.2L+1.2EPX

D+1.2L+1.2EPY

D+1.2L+1.2ENX

D+1.2L+1.2ENY

D+1.2L -1.2EPX

D+1.2L -1.2EPY

D+1.2L -1.2ENX

D+1.2L -1.2ENY

0.85D+1.2EPX

0.85D+1.2EPY

0.85D+1.2ENX

0.85D+1.2ENY

0.85D -1.2EPX

0.85D -1.2EPY

0.85D -1.2ENX

0.85D -1.2ENY

معرفی شده است و پوش نهايی برای تيرهای قابهای مختلف رسم شده است.

جدول ترکيبات مختلف لنگر, نيروی محوری و برش  نيز بدليل وجود تقارن در پلان ساختمان فقط برای ترکيبات زير در ستونهای مختلف طبقات آورده شده است.(توجه شود که واحد اين جداول kgf و kgf.m است.)

1.25D+1.5L (=DLLL)

D+1.2L+1.2EPX (=LAT1)

D+1.2L+1.2EPY (=LAT2)

0.85D+1.2EPX (=LAT9)

0.85D+1.2EPY (=LAT10)

نوشته شده توسط جلال در 22:27 |  لینک ثابت   • 

8-آناليز قابها تحت تاثير ترکيبات مختلف بار قائم بعلاوة بار جانبی و ترسيم پوش مربوطه.

در مورد بارگذاری جانبی با توجه به اينکه ساختمان مورد نظر منظم می باشد, طبق بند 2-3-1 آيين نامة 2800 از روش استاتيکی معادل می توان  برای برآورد نيروهای زلزله مؤثر بر آن استفاده کرد. حال با توجه به اينکه برنامة ETABS برآورد و توزيع نيروی زلزله بين طبقات با اين روش را بطور خودکار انجام می دهد لذا کافيست ضرايب زلزله در دو جهت محاسبه و به برنامه داده شوند.

طبق بند 2-4-11 آيين نامة 2800 در نظر گرفتن پيچش نيز در هنگام اعمال نيروی زلزله الزامی است. از آنجا که در پروژه حاضر مدلسازی سه بعدی انجام شده خروج از مرکزيت مرکز سختی و مرکز جرم بطور خودکار  توسط برنامه در نظر گرفته می شود ولی اثر پيچش تصادفی را بايد مدنظر قرار دهيم. خوشبختانه برنامة ETABS قابليت ويژه ای برای در نظر گرفتن پيچش تصادفی دارد. در هنگام معرفی حالات بار زلزله می توان مقدار خروج از مرکزيت تصادفی را برای هر حالت بار زلزله معرفی کرد. از آنجا که برای هر حالت بار زلزله خروج از مرکزيت تصادفی در دو جهت متفاوت ممکنست اتفاق بيافتد لذا هر حالت بار زلزله به دو حالت بار مستقل تبديل خواهد شد و در مجموع چهار حالت مستقل بارگذاری زلزله خواهيم داشت. که عبارتند از:

EPX : برای حالت بار زلزله در جهت X با خروج از مرکزيت در جهت مثبت Y

ENX : برای حالت بار زلزله در جهت X با خروج از مرکزيت در جهت منفی Y

EPY : برای حالت بار زلزله در جهت Y با خروج از مرکزيت در جهت مثبت X

ENY : برای حالت بار زلزله در جهت Y با خروج از مرکزيت در جهت منفی X

کلاً 16 نوع ترکيب مختلف بار برای بار قائم بعلاوة بار جانبی در نظر گرفته شده است که عبارتند از:

D+1.2L+1.2EPX

D+1.2L+1.2EPY

D+1.2L+1.2ENX

D+1.2L+1.2ENY

D+1.2L -1.2EPX

D+1.2L -1.2EPY

D+1.2L -1.2ENX

D+1.2L -1.2ENY

0.85D+1.2EPX

0.85D+1.2EPY

0.85D+1.2ENX

0.85D+1.2ENY

0.85D -1.2EPX

0.85D -1.2EPY

0.85D -1.2ENX

0.85D -1.2ENY

ساختمان حاضر برای هر 16 نوع ترکيب فوق تحليل شده است. ترکيب بار ENVELOPH که در بر گيرندة همه ترکيبات فوق است برای ترسيم پوش منحنی لنگر خمشی و نيروی برشی معرفی شده است.

 

نوشته شده توسط جلال در 23:23 |  لینک ثابت   • 

7-تعيين مقدار نيروی طراحی جانبی به قاب ساختمانی و ديوار برشی در طبقات مختلف:

چون تحليل اين سازه بصورت سه بعدی توسط نرم افزار Etabs 2000 انجام می شود, نيازی به توزيع دستی نيروی طراحی جانبی بين اعضاء باربر جانبی نيست. با توجه به اينکه ساختمان مورد نظر  منظم  می باشد, طبق بند 3-2-1 آيين نامة 2800 از روش استاتيکی معادل می توان برای برآورد نيروهای زلزله مؤثر بر آن استفاده کرد. با توجه به اينکه برنامة Etabs برآورد و توزيع نيروی زلزله را بين طبقات بطور خودکار انجام می دهد لذا کافيست ضرايب زلزله در دو جهت محاسبه شوند.

نوشته شده توسط جلال در 21:55 |  لینک ثابت   • 

6-محاسبة ماکزيمم نيروی مشخصه جانبی در اثر باد يا زلزله:

طبق آئين نامه 519, برای تعيين اثر ناشی از باد بايد فرض شود که باد بصورت افقی و در هر يک از امتدادها به ساختمان اثر می نمايد. کافی است اثر باد در دو جهت عمود برهم, ترجيحاً در امتداد محورهای اصلی ساختمان, و بطور غير هم زمان بررسی شود. در طراحی اعضای سازه اثر ناشی از بار باد يا بار زلزله جمع نمی شوند. کليه اعضای سازه بايد برای اثر هر يک از اين دو که بيشتر باشد, طراحی شوند.

الف)محاسبة نيروی ناشی از باد:

برای محاسبه بار باد وزش باد را در دو جهت ديوار برشی و قاب خمشی در نظر می گيريم.

 برای وزش باد در جهت ديوار برشی داريم:

برای ارتفاع تا 10 متر, q=75 kg/m² می باشد:

فشار باد برای سطح رو به باد=0.8q=60 kg/m²  =>  سطح بادگير=10×35.7=357 m²

نيروی باد برای سطح رو به باد=357×60=21.420 ton

فشار باد برای سطح موازی باد=-0.45q=-33.75 kg/m²=>سطح بادگير=10×15.1=151 m²

نيروی باد برای سطح موازی باد=151×-33.75=-5.097 ton

فشار باد برای سطح پشت به باد=-0.45q=-33.75 kg/m²=>سطح بادگير=10×35.7=357 m²  

نيروی باد برای سطح پشت به باد=357×-33.75=-12.049 ton

برای ارتفاع بيشتر از 10 متر, q=100 kg/m² می باشد:

فشار باد برای سطح رو به باد=0.8q=80 kg/m²  =>  سطح بادگير=5.7×35.7=203.49 m²

نيروی باد برای سطح رو به باد=203.49×80=16.279 ton

فشار باد برای سطح موازی باد=-0.45q=-45 kg/m²=>سطح بادگير=5.7×15.1=86.07 m²

نيروی باد برای سطح موازی باد=86.07×-45=-3.873 ton

فشار باد برای سطح پشت به باد=-0.45q=-45 kg/m²=>سطح بادگير=5.7×35.7=203.49 m²  

نيروی باد برای سطح پشت به باد=203.49×-45=-9.157 ton

فشار باد برای بام=-0.6q=-60 kg/m² => سطح بادگير=35.7×15.1=539.07 m²

نيروی باد برای بام=539.07×-60=-32.344 ton

 

برای وزش باد در جهت قاب خمشی داريم:

برای ارتفاع تا 10 متر, q=75 kg/m² می باشد:

فشار باد برای سطح رو به باد=0.8q=60 kg/m²  =>  سطح بادگير=10×15.1=151 m²

نيروی باد برای سطح رو به باد=151×60=9.060 ton

فشار باد برای سطح موازی باد=-0.45q=-33.75 kg/m²=>سطح بادگير=10×35.7=357 m²

نيروی باد برای سطح موازی باد=357×-33.75=-12.049 ton

فشار باد برای سطح پشت به باد=-0.45q=-33.75 kg/m²=>سطح بادگير=10×15.1=151 m²  

نيروی باد برای سطح پشت به باد=151×-33.75=-5.096 ton

برای ارتفاع بيشتر از 10 متر, q=100 kg/m² می باشد:

فشار باد برای سطح رو به باد=0.8q=80 kg/m²  =>  سطح بادگير=5.7×15.1=86.07 m²

نيروی باد برای سطح رو به باد=86.07×80=6.886 ton

فشار باد برای سطح موازی باد=-0.45q=-45 kg/m²=>سطح بادگير=5.7×35.7=203.49 m²

نيروی باد برای سطح موازی باد=203.49×-45=-9.157 ton

فشار باد برای سطح پشت به باد=-0.45q=-45 kg/m²=>سطح بادگير=5.7×15.1=86.07 m²  

نيروی باد برای سطح پشت به باد=86.07×-45=-3.873 ton

فشار باد برای بام=-0.6q=-60 kg/m² => سطح بادگير=35.7×15.1=539.07 m²

نيروی باد برای بام=539.07×-60=-32.344 ton

چون نيروی وارده بر سطوح رو به باد و پشت به باد را می توان با هم جمع کرد, پس طبق محاسبات فوق حداکثر نيروی وارده ناشی از باد برابر با 905/58 تن می باشد.

 

ب)محاسبة نيروی ناشی از زلزله:

بار زلزله از رابطة V=CW محاسبه می شود,که در آن C ضريب زلزله می باشد و W مجموع بار مردة کل ساختمان بعلاوة 20% بار زنده می باشد, که اين محاسبات در جدول صفحة بعدی ذکر شده است. با توجه به محاسبات آن جدول داريم:

W_D=بار مردة کل ساختمان=35916.04 KN

W_L=بار زندة کل ساختمان=8872.22 KN

W=W_D+20%W_L=35916.04+0.2×8872.22=37690.5 KN

برای زلزلة وارده در جهت ديوار برشی:

با فرض اينکه ساختمان مورد نظر در تهران واقع است,

شتاب مبنای طرح=A=0.35g

ضريب اهميت ساختمان(مسکونی)=I=1.0

ضريب رفتار ساختمان(ديوار برشی ويژه+قاب خمشی ويژه)=R=11

برای زمين نوع 2=T₀=0.5 s

زمان تناوب اصلی ساختمان=T=0.05H^3/4=0.05×(15.7)^3/4=0.394 s

ضريب بازتاب ساختمان=B=2.5(T₀/T)^2/3=2.5×(0.5/0.394)^2/3=2.93<2.5 => B=2.5

C=ABI/R=0.35×2.5×1.0/11=0.0795

پس در جهت ديوار برشی:V=CW=0.0795×37690.5=2998.1 KN

 

برای زلزلة وارده در جهت قاب خمشی :

با فرض اينکه ساختمان مورد نظر در تهران واقع است,

شتاب مبنای طرح=A=0.35g

ضريب اهميت ساختمان(مسکونی)=I=1.0

ضريب رفتار ساختمان(قاب خمشی ويژه)=R=10

برای زمين نوع 2=T₀=0.5 s

زمان تناوب اصلی ساختمان=T=0.07H^3/4=0.07×(15.7)^3/4=0.552 s

ضريب بازتاب ساختمان=B=2.5(T₀/T)^2/3=2.5×(0.5/0.552)^2/3=2.34<2.5=> B=2.34

C=ABI/R=0.35×2.34×1.0/10=0.0819

پس در جهت قاب خمشی:V=CW=0.0819×37690.5=3087.0 KN

ملاحظه می شود که حداکثر نيروی ناشی از زلزله برابر 308.7 تن می باشد که از نيروی ناشی از باد بيشتر است, پس ساختمان برای نيروی جانبی زلزله طراحی و محاسبه می شود.

 

نوشته شده توسط جلال در 22:23 |  لینک ثابت   • 

5-آناليز قابها در اثر ترکيب بارهای قائم طراحی(1.0D, 1.25D+1.5L), ترسيم پوش منحنی لنگر خمشی و نيروی برشی تيرها, تعيين لنگرهای ماکزيمم دو سر ستونها با بارهای قائم مربوطه و تعيين بارهای قائم ماکزيمم در ستونها و لنگرهای مربوطه.

امروزه در اکثر دفاتر مهندسی برای تحليل و طراحی سازه ها, از برنامه های کامپيوتری استفاده می گردد در اين ميان ساختن يک مدل هندسی ايده آل از سازه مرحلة مهمی از يک تحليل کامپيوتری است و درجة دقت نتايج حاصل, بستگی کامل به وقتی که دارد که در تهية مدل هندسی بکار گرفته می شود. بهمين منظور برای تحليل اين ساختمان از نرم افزار بسيار پيشرفتة ETABS 2000, Ver 7.10 استفاده شده است. اين نرم افزار بطور خاص برای تحليل و طراحی ساختمانها تهيه شده است. با استفاده از اين نرم افزار مدلسازی ساختمانها بسيار راحت و سريع انجام می شود. برنامة ETABS تمام اجزای ساختمان را می شناسد و عناصر ساختمان را با نام تير, ستون, بادبند, کف سازه ای و ديوار برشی شناسايی می کند. اکثر ضوابط مربوط به طراحی ساختمانها به وسيلة اين نرم افزار رعايت می شوند. مهمترين قابليت های برنامة ETABS عبارتند از:

·        مدلسازی سريع ساختمانهای منظم و غيرمنظم

·        تحليل استاتيکی, ديناميکی طيف پاسخ و ديناميکی تاريخچة زمانی

·        تحليل غيرخطی استاتيکی(Pushover)

·        طراحی سازه های فولادی و بتنی با رعايت کامل ضوابط طراحی قابهای ويژه

·        طراحی ديوارهای برشی به صورت دو بعدی و سه بعدی

·        طراحی تيرهای مرکب با در نظر گرفتن پارامترهای وزن و قيمت

برنامة ETABS دارای قابليت های ويژه ای برای مدلسازی ساختمان می باشد. در اين برنامه بارهای ثقلی بطور خودکار از کف ها به تيرها انتقال می يابند. جرم و مرکز جرم طبقات ساختمان به طور خودکار محاسبه می شود. نيروی زلزله به طور خودکار بين طبقات توزيع می شود.

بنابراين با وجود برنامة ETABS که دارای قابليت های قابل توجهی در مدلسازی ساختمانها می باشد استفاده از برنامة SAP2000 برای مدلسازی ساختمانها به هيچ وجه توصيه نمی شود. علاوه بر قابليتهای ويژه در مدلسازی ساختمانها, برنامة ETABS دارای ارتباط دو طرفه با نرم افزار تحليل و طراحی دالها و پی ها,SAFE می باشد. بدون صرف وقت اضافی, برنامة ETABS به طور خودکار عکس العملهای تکيه گاهی را به نرم افزار SAFE منتقل می کند و صرفه جويی قابل توجهی در وقت مهندس طراح انجام می شود. همچنين برنامة ETABS توانايی ساخت فايل ورودی برنامة SAP2000 را نيز دارا می باشد.

برای تحليل اين ساختمان با ETABS2000  از قاب خمشی ويژه با شکل پذيری بالا استفاده شده است. از جملة نکات ديگری که در اين تحليل مدنظر قرار می گيرد اعمال ضرايب کاهش سختی تيرها و ستونها بعلت ترک خوردگی می باشد. طبق آيين نامة UBC97 در سازه های بتنی در نظر گرفتن اين ضرايب کاهش برای ممان اينرسی تيرها و ستونها الزامی می باشد.(در سازه هايی که بر روی آنها تحليل P-∆ انجام می شود, در نظر گرفتن اين ضرايب کاهش می تواند مؤثر باشد.) ولی در آيين نامة بتن ايران(آبا) تحليل بر اساس مقاطع ناخالص را نيز مناسب می داند. ولی بهتر است همواره اثرات ترک خوردگی در نظر گرفته شوند, پس طبق بندهای 10-13-4-1 و 10-11-1 آيين نامة ACI318-95 در صورت انجام تحليل P-∆ بايد ممان اينرسی تيرها در ضريب 0.35 و ممان اينرسی ستونها در ضريب 0.7 ضرب شود.

همانطور که ذکر شد بارهای ثقلی بصورت بار گستردة واحد سطح بر روی دالها اعمال می شوند و برنامه بطور خودکار بارها را بصورت دوطرفه بين تيرها تقسيم می کند. برای اينکه عمليات تقسيم بار انجام شود و بار عناصر سطحی به تيرها منتقل شود, بايد دالها سختی صرفاً غشايی داشته باشند.

از آنجا که سِيستم دال بتنی در برنامه مدلسازی می شود و وزن و جرم آن توسط برنامه بطور خودکار برآورد می شود لذا نبايد وزن قسمت بتنی سقف در برآورد بار مرده در نظر گرفته شود.

واحد انتخاب شده در اين آناليز Kgf-m می باشد.

روی بام ساختمان يک طبقه خرپشته به اتفاع 2.5 متر نيز در نظر گرفته شده است. در سمتی که راه پله در نيم طبقه قرار می گيرد تيرهای قاب به تراز نيم طبقه منتقل شده اند.

هر قاب خمشی متشکل از تير و ستون می باشد که در نقاط گره بهم متصل می باشند. در مدل هندسی, تيرها و ستونها که در حالت واقعی دارای ابعاد هستند, با يک خط جايگزين می شوند که اين خط همان ميانتار اعضا می باشد. در گره ها(محل تقاطع تيرها و ستونها), ابعاد اعضاء بينهايت می گردد و اين موضوع بايد به نحو مناسبی در مدل وارد گردد که به آن ناحية صلب گويند. اغلب برنامه ها  دستور خاصی برای منظور نمودن ناحية صلب در مدل دارند. در غير اينصورت لازم است در انتهای نواحی صلب گره معرفی گردد که احتمالاً کار پردردسری خواهد بود. يکی از مزايای معرفی ناحية صلب اين است که نيروهای داخلی طراحی در انتهای اين ناحيه معرفی می گردند که معادل نيروهای طراحی در بر ستون و تير هستند و مستقيماً قابل استفاده برای طراحی هستند. معرفی نواحی صلب باعث افزايش صلبيت جانبی قاب می گردد.

در سازه های بتنی اختصاص نواحی صلب انتهايی با توجه به بزرگ بودن نسبی ابعاد مقاطع ضروری می باشد. ETABS  بطور خودکار اين نواحی صلب انتهايی را محاسبه و اثر می دهد ولی ضريب کاهشی در طول اين ناحيه اعمال نمی کند. در حاليکه تحقيقات نشان داده بهتر است که طول اين ناحيه 50% کاهش يابد.(Frame End Offsets)

در مدلسازی عناصر دال سقف در صورت عدم اختصاص ديافراگم صلب به دالها مشکلی ايجاد نمی شود و حتی تحليل دقيقتر است, ولی با توجه به اينکه طبق آيين نامة 2800 می توان دالها را صلب فرض کرد برای کاهش حجم معادلات و افزايش سرعت تحليل به دالهای سقف ديافراگم صلب اختصاص می دهيم.

در اين قسمت دو نوع ترکيب بار 1.0D و 1.25D+1.5L با نامهای بترتيب DL و DLLL معرفی شده است که تحليل سازه برای اين دو ترکيب انجام شده است. ترکيب بار ENVELOPV نيز که شامل ترکيبات فوق است برای رسم منحنيهای پوش لنگرخمشی و نيروی برشی معرفی شده است.

پوشها برای هر قاب رسم شده که تيپ قابها در صفحات بعدی نشان داده شده است. تيپ ستونها و طبقات نيز مشخص شده است.(برای هر طبقه, ستونهای C1,C29,C32,C4 ستونهای گوشه و ستونهای C2,C3,C31,C30,C8,C12,C16,C20,C24,C28,C25,C21,C17,C13,C9,C5 ستونهای کناری بوده و بقيه ستونهای وسط می باشند و همچنين طبقة تيپ ST-NEW بعنوان طبقة خرپشته است.)

  

نوشته شده توسط جلال در 23:47 |  لینک ثابت   • 

3- ارزيابی ارتفاع تيرها و ابعاد ستونها:

الف ) تعيين ابعاد شاهتيرها:

چون نوع قابهای موجود در دو جهت خمشی ويژه است و وظيفة حمل نيروهای جانبی را دارد, که در اين مورد ارتفاع تير 1/10 تا 1/12 دهانه قابل توصيه است. و عرض تير نيز حدود 1/2 تا 3/4 ارتفاع آن می باشد. بنابراين داريم:

h=(1/10-1/12)×l_max=(1/10-1/12)×520=52~43.33 cm

بنابراين ارتفاع 50 سانتيمتر برای شاهتيرها انتخاب می شود.

b=(1/2-3/4)×h=27.5~41.25 cm

و عرض 40 سانتيمتر نيز برای تيرها انتخاب می شود.

پس ابعاد تيرها در هر دو جهت برابر 40×50 سانتيمتر انتخاب می شود.

 

ب ) تعيين ابعاد ستونها:

ابعاد اوليه ستونهاي مربعي بتن مسلح از رابطه زير محاسبه مي‌شود :

=بعد مقطع ستون

A : سطح بارگير ستون كه براي چشمه هاي مختلف متفاوت مي‌باشد.

N : تعداد طبقات (تعداد سقفهاي روي ستون مورد نظر)

با بالا رفتن در طبقات عدد  N كاهش مي‌يابد كه باعث كاهش ابعاد ستونها مي‌گردد. ولي  كاهش ابعاد ستونها در هر طبقه هم از نظر مقدار ناچيز است و هم از نظر اقتصادي مقرون به صرفه نخواهد بود زيرا هزينه هاي زيادي از نظر تعويض قالبها و نيز سختي اجرا خواهيم داشت. از طرف ديگر ادامه ‌دادن ابعاد ستونها با ابعاد اوليه (ابعاد بدست آمده براي طبقه اول) مناسب نيز مي‌باشد، لذا براي حالت بهينه در طبقه سوم يك تغيير ابعاد انجام مي‌دهيم.

     -ابعاد ستونها :

 

نوشته شده توسط جلال در 23:29 |  لینک ثابت   • 

2-طراحی نهايی دالها:

دال مورد استفاده در اين ساختمان در چهار لبة خود متکی بر ديوار يا تيرهای قوی می باشد. همة دالها دارای شرايط زيرند:

1-    در چهار طرف روی تيرها يا ديوارهايی تکيه دارند.

2-   
رابطة زير در مورد تيرهای زيرسری صادق است:

 

که در رابطة فوق:

b_w=عرض جان تير که برابر با 40 سانتيمتر است.

h_b=ارتفاع کل تير که برابر با 50 سانتيمتر است.

l_n=دهانه آزاد که حداکثر مقدار آن در بزرگترين چشمه برابر با 520-40=480 cm است.

h_s=ضخامت دال که برابر با 15 سانتيمتر است.

3-    نسبت طول آزاد دالها به عرض  آزاد آنها, کوچکتر يا مساوی 2 می باشد.

4-    بارهای وارد بر دالها, همه بارهای قائم بوده و بصورت يکنواخت پخش شده اند.

بنابراين تمام اين دالها شرايط آئين نامه بتن ايران را برای دالهای دوطرفة متکی در لبه ها ارضاء می کنند. در هر طبقة اين ساختمان 7 نوع دال داريم که اينها در نقشة تيپ بندی دالها رسم و نشان داده شده اند. دال تيپ 8 مربوط به دال سقف خرپشته است و مثل دال بام بارگذاری می شود.

برای طراحی اين دالها از روش ضرايب جدولی استفاده می شود. بعنوان مثال برای دال تيپ 2 واقع در طبقة سوم داريم:

ضخامت اولية دال:

ضخامت اولية دال طبق مرحلة قبل برابر با 15 سانتيمتر انتخاب می شود.

محاسبة بار نهايی وارد بر دال:

طبق بارهای حاصله در مرحلة قبل بار مردة اين طبقه برابر با 7.41 KN/m² و بار زندة آن برابر با 2 KN/m² می باشد. در نتيجه:

w_u=1.25w_D+1.5w_L=1.25×7.41+1.5×2=12.2625 KN/m²

تعيين لنگرهای طراحی:

طول دهانة کوتاه برابر با 5.0 متر و طول دهانة بلند برابر با 5.2 متر می باشد و در نتيجه m برابربا 0.96 خواهد شد و ضرايب لنگر و برش براساس اين m  درون يابی می شوند.

لنگر منفی در لبة ممتد دال

(در امتداد دهانة کوتاه)M^-=0.037×12.2625×5.0²=11.343 KN.m/m

(در امتداد دهانة بلند)M^-=0.057×12.2625×5.2²=18.90 KN.m/m

لنگر مثبت

در امتداد دهانة کوتاه:

(بار مرده)M⁺=0.0216×9.2625×5.0²=5.00 KN.m/m

(بار زنده)M⁺=0.0304×3×5.0²=2.28 KN.m/m

کل M⁺=7.28 KN.m/m

در امتداد دهانة بلند:

(بار مرده)M⁺=0.0214×9.2625×5.2²=5.36 KN.m/m

(بار زنده)M⁺=0.0276×3×5.2²=2.24 KN.m/m

کل M⁺=7.60 KN.m/m

لنگر منفی در لبة غيرممتد

 (در امتداد دهانة بلند)M^-=3/4×7.60=5.7 KN.m/m

چون چشمة مذکور در امتداد دهانة کوتاه خود لبة غيرممتد ندارد, مقدار لنگر غيرممتد در امتداد آن دهانه برابر با صفر فرض می شود.

حال ظرفيت خمشی حداکثر ضخامت 150 ميليمتر را تعيين می کنيم.

چون شرايط محيط ملايم است, مقدار پوشش بتن برای دالها برابر 25 ميليمتر در نظر گرفته می شود.

d=h-cover=150-25=125 mm

b=1000 mm

 

A_smax=ρ_maxbd=0.0203×1000×125=2537.5 mm²

M_r=A_s(Ф_sf_y)(d-0.5a)=2537.5×0.85×400×(125-0.5×67.7)=78.765 KN.m/m

ملاحظه می شود که لنگر فوق از تمام لنگرهای موجود بزرگتر می باشد, در نتيجه احتياج به هيچ گونه فولاد فشاری نداريم.

تعيين فولاد حداقل:

فولاد حداقل=0.0018bh=0.0018×1000×150=270 mm²/m

محاسبة فولاد گذاری:

برای تعيين سطح مقطع فولاد ها از رابطة زير استفاده شده است:

 

که M_u حداکثر لنگری می باشد که برای فولاد طراحی می شود.

در نتيجه داريم:

سطح مقطع فولادهای دهانة کوتاه(d=125 mm)

(لبة ممتد)M^-=11.343 -> A_s=274.95 mm²/m (Ф10at280 , A_s=280.5 mm²/m)

            M⁺=7.280  -> A_s=174.54 mm²/m

چون مقدار فوق از فولاد حداقل(A_smin=270 mm²/m) کمتر است, پس برابر با فولاد حداقل در نظر گرفته می شود,

          A_s=270 mm²/m (Ф10at290 , A_s=270.8 mm²/m)

(لبة غيرممتد)M^-=0 -> A_s=A_smin=270 mm²/m (Ф10at290 , A_s=270.8 mm²/m)

 

سطح مقطع فولادهای دهانة بلند(d=115 mm)

(لبة ممتد)M^-=18.90 -> A_s=514.00 mm²/m (Ф10at150 , A_s=523.6 mm²/m)

           M⁺=7.600 -> A_s=198.96 mm²/m

چون مقدار فوق از فولاد حداقل(A_smin=270 mm²/m) کمتر است, پس برابر با فولاد حداقل در نظر گرفته می شود,

          A_s=270 mm²/m (Ф10at 290 , A_s=270.8 mm²/m)

(لبة غيرممتد)M^-=0 -> A_s=A_smin=270 mm²/m (Ф10at 290 , A_s=270.8 mm²/m)

 

فولادهای نوارهای لبه ای

در هر امتداد لنگر متوسط در نوار لبه ای مساوی ⅔ لنگر نوار ميانی است. بنابراين کافی است در نوار لبه ای, فاصلة ميلگردهای بدست آمده برای نوار ميانی در 1.5 ضرب شود. البته فاصلة حداکثر ميلگردها نبايد از h=3×150=450 mm يا 350 ميليمتر تجاوز نمايد. پس داريم:

لبة ممتد در امتداد دهانة کوتاه=(Ф10at350)

وسط دهانه در امتداد دهانةکوتاه= (Ф10at350)

لبة غيرممتد در امتداد دهانة کوتاه=(Ф10at350)

لبة ممتد در امتداد دهانة بلند=(Ф10at220)

وسط دهانه در امتداد دهانة بلند= (Ф10at350)

لبة غيرممتد در امتداد دهانة بلند=(Ф10at350)

انتخاب نقاط قطع ميلگردها:

نقاط قطع ميلگردهای دال در هر جهت در نقشه های پروژه ترسيم شده است.

کنترل برش:

بار کل نهايی دال=W_U=5.0×5.2×12.2625=318.83 KN

شدت بار گستردة يکنواخت روی تير بلند=0.63/2×1/5.2×318.83=19.31 KN/m

شدت بار گستردة يکنواخت روی تير کوتاه=0.37/2×1/5.0×318.83=11.80 KN/m

و

مقاومت برشی مقطع=V_c=0.2Ф_c√f_cbd=0.2×0.6×5×1000×125×10^-3=75 KN/m

ملاحظه می شود که مقاومت برشی مقطع از برشها موجود بيشتر است و مقطع دال در برابر نيروهای برشی مقاوم است.

همچنين با توجه به ضرايب برش, 63% از بارها در امتداد دهانة کوتاه و 37% بقيه در امتداد دهانة بلند حمل می شوند.

محاسبة تغييرشکل دال:

محاسبات مربوط به تغييرشکل تحت بارهای بدون ضريب صورت می گيرد. با توجه به اينکه لنگرها بر اساس بارهای نهايی(بارهای بدون ضريب) محاسبه شده اند, لازم است بر ضريب بار تقسيم گردند, تا لنگر ناشی از بارهای خدمت بدست آيند.

M_bl=1/1.5×2.24=1.493 KN.m/m

 

M_bd=1/1.25×5.26=4.288 KN.m/m

 

E_c=5000√25=25000 N/mm²

 

I_g=1000×150³/12=281250000 mm⁴

 

E_cI_g= 7.03125E+12

 

∆_l=3/32×1.493×10⁶×5200²/ 7.03125E+12=0.54 mm

 

∆_d=1/16×4.288×10⁶×5200²/ 7.03125E+12=1.03 mm

چون ρ^' برابر صفر است و با فرض محاسبة حداکثر نشست در بيش از 5 سال, تابع زمان ζ برابر با 2 خواهد شد, پس تغييرشکل کل ناشی از بار مرده برابر خواهد بود با:

کل ∆_d=(1+λ)∆_d=3.09 mm

∆_T=∆_l+∆_d=3.63 mm

مقدار خيز مجاز برابر با 360/1 طول دهانة کوتاه است, که برابر با 14 ميليمتر می باشد, که از خيز محاسبه شده کمتر است, پس از نظر خيز دال قابل قبول است.

بدين ترتيب دال تيپ 2 واقع در طبقة سوم طراحی شد. طراحی بقية دالها نيز در جداول صفحة بعدی آورده شده است.

 

 

نوشته شده توسط جلال در 21:47 |  لینک ثابت   • 

1-ترسيم مقاطع سه تيپ کف و تعيين بار مرده و سربار کف ها با برآورد تقريبی ضخامت دالها با فرض اينکه از نوع دال با ضخامت يکنواخت باشند.

مقاطع تيپ های کف(پارکينگ, مسکونی و بام) در نقشه های پيوست ترسيم شده است.

 

الف ) تعيين ضخامت دال :

سيستم دال اين ساختمان دو طرفه مي‌باشد كه بر اساس روابط موجود براي دالهاي دوطرفه ، براي حدس اوليه ابعاد داريم :

 

h = 1/160 (محيط)

ضخامت دال در بزرگترين چشمه :

  h = 1/160 ( 2 * (5.1+5.2) ) = 12.875 ~ 13 cm

 

بنابراين با فرض يکنواخت بودن ضخامت دال, مقدار 15 سانتی متر بعنوان ضخامت دال پيشنهاد می شود.

ب)محاسبه بار کف ها:

- دال بتني بام و خرپشته

براي پوشش كف در بام و سقف خرپشته از آسفالت استفاده شده است.

جمع :               690   kg/m²

 

-دال بتني در طبقات :

جمع :                       595 kg/m²

مقدار 5 سانتيمتر پوكه براي ايجاد فضاي مناسب جهت انتقال و جاسازي تجهيزات در نظر گرقته شده است.

-دال بتني طبقه همکف :

جمع :                       514 kg/m²

ج)محاسبه بار سطحی ديوارها:

الف)ديوارهای داخلی(تيغه ها):

براي ديوار داخلي , از دو لايه نازك كاري ( گچ و خاك , سفيد كاري ) استفاده شده است. (جزئيات مطابق ديتيلها)

                                                                                جمع :                       146 kg/m²

وزن اين تيغه ها بصورت گسترده همراه با بارهای زنده به حساب می آيد.

 

ب ) ديوار پيراموني :

جمع :                       315   kg/m²

 

وزن واحد سطح براي ديوار پيراموني در جهت ديوار برشی برابر kg/m²   315 ميباشد.

با احتساب 40 درصد بازشو در جهت قاب خمشی داريم :

                       

وزن واحد سطح ديوار در جهت قاب خمشی  =315×( 1 – 0.4 ) =189 kg/m²

 

ج ) ديوار برشي :

 

جمع :                       757   kg/m²

 

ب ) ديوار داخلی(دور راه پله) :

جمع :                       231   kg/m²

ب ) دورچينی بام :

جمع :                       310   kg/m²

د)خلاصة بارهای گستردة کف ها:

بارهای گسترده هر کف شامل بارهای مرده و زنده است: که بارهای مرده عبارتند از: وزن دال و تيغه ها. بنابراين داريم:

البته در راه پله های طبقات بار زنده بعلت کاربری مسکونی ساختمان برابر با 350 kg/m²  در نظر گرفته شده است.