تبلیغات
مقاله عمران - روال طراحی یک ساختمان بتنی
 
مقاله عمران

روال طراحی یک ساختمان بتنی:

 


 شروع 

 معرفی پروزه و انتخاب سیستم های باربر سازه 

 

 

 بارگذاری 

 

 طراحی سقف 

 

 

 تحلیل و طراحی اولیه  

 

 آنالیز سازه  

 

 طراحی اجزا سیستم سازه ای (تیر وستون) 

 

 استفاده از نرم افزار ETABS برای تحلیل و آماده سازی اطلاعات وطراحی نهایی 

 


 پایان 

 

 

 


 

 

 

معرفی پروژه:

 

تهران     موقعیت جغرافیائی :     
مسکونی      کاربری :
167.2     مساحت بنا:
6     تعدات طبقات
12     تعداد واحد:
2.50m     ارتفاع پیلوت:
3.24m     ارتفاع طبقات:
2.50m     ارتفاع خرپشته:
5     تعداد پارگینگ تامین شده:

 

 

 

 


معرفی سیستم باربر سازه:

سیستم دو گانه یا ترکیبی :
نوعی سیستم ترکیبی با مشخصات زیر است:
الف- بارهای قائم توسط قاب های ساختمانی کامل تحمل می شوند.
ب- مقاومت در برابر بارهای جانبی توسط مجموعهای از دیوارهای برشی یا قاب های مهار بندی شده همراه با مجموعه قابهای خمشی صورت می گیرد.در هر حالت هر یک از دو مجموعه باید بتواند حداقل 25%برش پایه ساختمان را مستقلا تحمل کند.

معرفی آیین نامه های مورد استفاده:
519     بارگذاری  ثقلی
2800     بارگذاری زلزله
طاحونی .مستوفی نزاد وACI318     طراحی بتنی

 

 

 

بار زنده بر اساس آئین نامه 519 بر اساس زیر است:

150kg/m2 بام
200kg/m2 طیقات
350kg/m2 راه پله

 

معرفی نوع سقف:
     
  تیرچه وبلوک


مشخصات مصالح بتنی:


210 kg/m3     :            عیار بتن
4000kg/m2   :تنش تسلیم شدن میلگرد طولی
4000kg/m2   :تنش تسلیم شدن خاموت برشی


روش تحلیل برای طرح اولیه:

بارهای جانبی    پرتال
ثقلی    0.1دهانه

 

 


نرم افزار مورده استفاده برای تحلیل وآماده سازی اطلاعات و طراحی :
ETABS
ویزگی ساختمانهای منظم :
 
منظم بودن ساختمان در پلان

الف- پلان ساختمان دازای شکل متقارن و یا تقریبامتقارن نسبت به محورهای اصلی ساختمان باشد.
که معمولاعناصر مقاوم در برابر زلزله در امتداد آن محورها قرار دارند ودر صورت وجود فرورفتگی ها یا پیشامدگی ها در پلان اندازه آن در هر امتداد از25 درصد بعد خارجی ساختمان درآن تجاوزننماید.                        

ب- درآن طبقه بین مرکز جرم ومرکز سختی درهر امتداد متعامد ساختمان از20 درصد بعد ساختمان درآن امتداد بیشتر نباشد.

 پ-تغییرات ناگهانی در سختی دیافراگم هرطبقه مجاور از50% بییشتر نبوده و مجموع سطوح بازشو از 50% سطح کل دیافراگم تجاوز ننماید.

ت- در مسیر انتقال نیروی جانبی به زمین انقطاعی مانند تغییر صفحه اجزای باربر جانبی در طبقات وجود نداشته باشد.
 
منظم بودن ساختمان در ارتفاع:

الف- توزیع جرم در ارتفاع ساختمان تقریبا یکنواخت باشد بطوریکه جرم هیچ طبقه باستثنای بام و خرپشته بام نسبت به جرم طبقه زیر خود بیشتر از 50 درصد تغییر نداشته باشد.

ب- سختی جانبی در هیچ طبقه ای کمتر از70%سختی جانبی طبقه روی خود ویا کمتر از 80%متوسط سختی سه طبقه روی خود نباشد بعبارت دیگر هیچ طبقه نرم نباشد.

پ- مقاومت جانبی هیچ طبقه ای کمتر از80% مقاومت جانبی روی خود نباشد .

 

 

 

دوطرف سفید 20cmدیوار

 

 

 

 


دو طرف سفید 20cm جدول محاسبات دیوار
مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (cm)ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 20 170
گچ وخاک 1600 4 64
سفید کاری 1300 1 13
 247 مجموع

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


جداکننده همسایه 20cm جدول محاسبات وزن دیوار
مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 20 170
گچ وخاک 1600 4 64
سفیدکاری 1300 1 13
ملات ماسه سیمان 2100 2 42
   مجموع289

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

یک طرف عایق 20cm دیوار

 

 

 

 

 

 

 

یک طرف عایق 20cm جدول محاسبات وزن دیوار

 

مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 20 170
قیرگونی 15 - 15
ملات ماسه سیمان 2100 4 84
کاشی 2100 0.5 11
سنگ نما 2800 2 56
      مجموع     336 

 

 

 

 

 

 

 

 

دوطرف سفیدکاری 10cm دیوار

 

 

 

 

 

 

 

مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (cm)ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 10 85
گچ وخاک 1600 4 64
سفید کاری 1300 1 13
 مجموع162

 

 

 

 

دوطرف سفیدکاری10cmجدول محاسبات وزن دیوار

 

 

 

 

 

 

 

 

یک طرف عایق نما 10cm دیوار

 

 

 

 

 

 

 

 


یک طرف عایق 10cm جدول محاسبات وزن دیوار


مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 10 85
قیرگونی 15 - 15
گچ وخاک 1600 2 32
سفید کاری 1300 1 13
ملات  ماسه سیمان 2100 2 42
کاشی 2100 1 21
مجموع 280

 

 

 

 

 

 

 

 


دوطرف عایق نما10cm دیوار


 

 

 

 

 

 

 

 

 


دوطرف عایق نما10cmجدول محاسبات وزن دیوار
مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 10 85
دو لایه قیرگونی 15 - 30
ملات ماسه سیمان 2100 4 84
کاشی 2100 1 21
 مجموع220

 

 

 

 

 

 

 

 

 


دوطرف عایق20cmدیوار

 

 

 

 

 

 

 


دوطرف عایق نما20cmجدول محاسبات وزن دیوار

مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 20 170
دو لایه قیرگونی 15 - 30
ملات ماسه سیمان 2100 4 84
کاشی 2100 1 21
 مجموع305

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

دوطرف عایق20cmدیوار

 

دوطرف عایق20cmجدول محاسبات وزن دیوار

 

 

مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 20 170
قیرگونی دولایه 15 - 30
ملات ماسه سیمان 2100 4 84
کاشی 2100 0.5 11
سنگ نما 2800 2 56
    مجموع351

 

 

 

 

یک طرف عایق نما20cmدیوار

 

 

 

 

 

 

 


یک طرف عایق نما20cmجدول محاسبات وزن دیوار

 


مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
بلوک سفالی 850 20 170
قیرگونی 15 - 15
ملات ماسه سیمان 2100 4 84
کاشی 2100 0.5 11
سنگ نما 2800 2 56
    مجموع336

 

 

 

 

 

 

 


دتایل کف طبقات   
 


 جدول محاسبات وزن کف طبقات

 

مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
سرامیک 2250 0.8 17
ملات ماسه سیمان 2100 2 42
بتن 2400 7 168
تیرچه 2400 5 120
بلوک سفالی 10×10 25 100
گچ وخاک 1600 2 32
سفید کاری 1300 1 13
 مجموع 492

 

 

 

 

 

 


دتایل کف بام

 


جدول محاسبات کف بام
مصالح وزن مخصوص
(Kg/m3) (Cm )ضخامت (Kg/m2) وزن
موزائیک 2250 2.5 55
ملات ماسه سیمان 2100 2 42
بتن 2400 7 168
تیرچه 2400 5 120
بلوک سفالی 10×10 25 100
گچ وخاک 1600 2 32
سفید کاری 1300 1 13
دو لایه قیر گونی - - 15
بتن پوکه 1300 10 130
مجموع 675

                  
 

 

 

 

 

 :(w) محاسبه وزن ساختمان

 

مساحت پلان A     = 11 * 15.2 167.2

 

 


وزن سقف طبقات مساحت پلان وزن واحد سقف وزن سربار معادل درصد کاهش سربار بار زنده جمع  KG
W1   = 167.2 445 100 0.2 200 97812

 

 

 

وزن دیوارها L1 وزن واحد L1 L2 وزن واحد L2 L3 وزن واحد L3
W2  = 14.8 183 22 234 8 2400

 

 

 

L4 وزن واحد L4 ارتفاع دیوارM جمع
7.6 2400 2.84 44508.48

 

 


وزن ستون  بتنی طول عرض ارتفاع تعداد ستون وزن واحدkg/m3 جمع kg
W3   = 0.4 0.4 2.84 20 2400 21811.2

 

 

 

وزن تیر بتنی طول مقطع عرض مقطع طول کل وزن واحدkg/m3 جمع kg
w4   = 0.5 0.2 115.8 2400 27792

 


وزن طبقه pilot 191923.7


محاسبه وزن پشته بام:


وزن سقف بام مساحت پلان وزن واحد سقف درصد کاهش سربار وزن برف درصد کاهش سربار بار زنده جمع  KG
W1   = 167.2 566 0.2 150 0.2 100 102995.2

 

 

 

 

 

وزن جان پناه طول عرض ارتفاع وزن واحدkg/m2 جمع   kg
w2 30.4 22 0.8 210 8803.2

 


وزن دیوارها L1 وزن واحد L1 L2 وزن واحد L2 L3 وزن واحد L3
W2  = 14.8 183 22 234 8 2400

 

 

 


L4 وزن واحد L4 ارتفاع دیوارm جمع
7.6 2400 1.42 22254.24

 

 


وزن کل  بام 134052.6

     پیلوت طبقه اول طبقه بام خرپشته جمع   kg
  وزن کل ساختمان w   = 191923.7 191923.7 134052.6 7985.856 1293581

تعداد طبقات 5

 

 

 

  روش تحلیل استاتیكی معادل:
روش تحلیل استاتیكی معادل را تنها در موارد زیر می توان به كار برد:
الف-ساختمانهای منظم با ارتفاع كمتراز50متر از تراز پایه
ب- ساختمانهای نا منظم تا  5طبقه و با ارتفاع كمتر از 18 متر از تراز پایه

نیروی برشی پایه:(v)
  
دراین روش نیروی جانبی زلزله برطبق ضوابط این بند تعیین میگردد وبه صورت  استاتیکی رفت وبرگشتی به سازه اعمال میشود.

V=C.W
/ R              C = ABI

= C ضریب زلزله
نسبت شتاب مبنای طرح   = A
ضریب بازتاب ساختمان = B
B = (S+1)(Ts/ T)2/3         T ≥ Ts

زمان تناوب اصلی نوسان ساختمان به ثانیه  =T

 پارمترهایی هستند که به نوع زمین ومیزان خطر لرزه خیزی منطقه  SوTوT0
وابسته اند

در قاب های بتن مسلح         T = 0.07H3/4

در قاب های فولادی       T = 0.08H3/4

برای ساختمان هایی با سایر سیستم ها        T = 0.05H3/4

ضریب اهمیت ساختمان = I

ضریب رفتار ساختمان = R

 


سیستم دیوار برشی
A 0.35
I 1
R 7
H 21.94
T 0.506871
T0 0.1
Ts 0.4
S 1.5
B 2.13492
C 0.106746
W 1293581
V 138084.6

 

 

سیستم قاب خمشی
A 0.35
I 1
R 7
H 21.94
T 0.709619
T0 0.1
Ts 0.4
S 1.5
B 1.705937
C 0.085297
W 1293581
V 110338.4

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

توزیع نیروی جانبی زلزله در ارتفاع ساختمان:

 

 

 

نیروی جانبی اضافی در تراز طبقه كه به وسیله رابطه زیر بیان می شود::F(t)

Ft=0.07TV

در صورتی كه ساختمان دارای خرپشته با وزن كمتر از 25 درصد وزن بام باشد درتراز بام اعمال خواهد شد ودر غیر اینصورت نیرو در تراز سقف خرپشته F(t)نیروی
اثر داده می شود.

پخش نیروی برش پایه در طبقات


  پخش نیرو وبرش در جهت قاب خمشی 

Ft  = 5480.879
V-F 104857.5

 

طبقه v-f h w wh fi vi Ft
7 104857.5 21.94 134052.6 2941114 20370.03 20370.03 5480.879
6 104857.5 18.7 191923.7 3588973 24857.08 45227.11 
5 104857.5 15.46 191923.7 2967140 20550.29 65777.4 
4 104857.5 12.22 191923.7 2345308 16243.5 82020.9 
3 104857.5 8.94 191923.7 1715798 11883.54 93904.44 
2 104857.5 5.74 191923.7 1101642 7629.926 101534.4 
1 104857.5 2.5 191923.7 479809.3 3323.139 104857.5 
    15139784   


  پخش نیرو وبرش در جهت دیوار برشی 

 

Ft 0
V 138084.6

 

 

 

طبقه v-f h w wh fi vi
7 138084.6 21.94 134052.6 2941114 26824.86 26824.86
6 138084.6 18.7 191923.7 3588973 32733.76 59558.62
5 138084.6 15.46 191923.7 2967140 27062.24 86620.86
4 138084.6 12.22 191923.7 2345308 21390.72 108011.6
3 138084.6 8.94 191923.7 1715798 15649.19 123660.8
2 138084.6 5.74 191923.7 1101642 10047.69 133708.5
1 138084.6 2.5 191923.7 479809.3 4376.171 138084.6
        15139784   

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


محاسبه سختی  دیوار برشی :

صلبیت جانبی :

صلبیت یا سختی جانبی در یك تراز مشخص از سازه برابر است با مقدار نیروی جانبی كه اگر در آن تراز اعما ل گردد ایجاد تغییر مكان افقی واحد در نقطه اثر خود نمایید.

 مطا بق شكل صلبیت جانبی یك دیوار برشی در ارتفاع از تراز پایه از رابطه زیر به دست می آید.

 

 

 

 

 

 

 
 

 

 

 

 

محاسبات مدول الاستیسیته بتن  

 

 

 

 

 

طبقه k Lw b H I B K Δ
3 W1 4 0.25 8.98 1.333333 1.148809 11010.8 9.082E-05
  4 0.25 8.98 1.333333 1.148809 11010.8 9.082E-05
 W2 3.8 0.25 8.98 1.143167 1.1343 9561.133 0.00010459
  3.8 0.25 8.98 1.143167 1.1343 9561.133 0.00010459

طبقه k Lw b H I B K Δ
5 W1 4 0.25 15.46 1.333333 1.050207 2360.436 0.000423651
  4 0.25 15.46 1.333333 1.050207 2360.436 0.000423651
 W2 3.8 0.25 15.46 1.143167 1.045312 2033.256 0.000491822
  3.8 0.25 15.46 1.143167 1.045312 2033.256 0.000491822
طبقه k Lw b H I B K Δ
1 W1 4 0.25 2.5 1.333333 2.92 200767.1 4.9809E-06
  4 0.25 2.5 1.333333 2.92 200767.1 4.9809E-06
 W2 3.8 0.25 2.5 1.143167 2.7328 183924 5.43703E-06
  3.8 0.25 2.5 1.143167 2.7328 183924 5.43703E-06
طبقه k Lw b H I B K Δ
2 W1 4 0.25 5.74 1.333333 1.364215 35503.98 2.81659E-05
  4 0.25 5.74 1.333333 1.364215 35503.98 2.81659E-05
 W2 3.8 0.25 5.74 1.143167 1.328704 31253.77 3.19961E-05
  3.8 0.25 5.74 1.143167 1.328704 31253.77 3.19961E-05

 

طبقه k Lw b H I B K Δ
6 W1 4 0.25 18.7 1.333333 1.034316 1354.308 0.000738385
  4 0.25 18.7 1.333333 1.034316 1354.308 0.000738385
 W2 3.8 0.25 18.7 1.143167 1.03097 1164.918 0.00085843
  3.8 0.25 18.7 1.143167 1.03097 1164.918 0.00085843
طبقه k Lw b H I B K Δ
4 W1 4 0.25 12.22 1.333333 1.08036 4646.366 0.000215222
  4 0.25 12.22 1.333333 1.08036 4646.366 0.000215222
 W2 3.8 0.25 12.22 1.143167 1.072525 4012.78 0.000249204
  3.8 0.25 12.22 1.143167 1.072525 4012.78 0.000249204

طبقه k Lw b H I B K Δ
7 W1 4 0.25 21.94 1.333333 1.024929 846.2365 0.001182
  4 0.25 21.94 1.333333 1.024929 846.2365 0.001182
 W2 3.8 0.25 21.94 1.143167 1.022499 727.2667 0.001375
  3.8 0.25 21.94 1.143167 1.022499 727.2667 0.001375

 

 

 

طبقات Δ2و1 Δ3,4 K 1,2 K 3,4
0_1 4.98E-06 5.44E-06 200767.1 183924
1_2 2.82E-05 3.20E-05 35503.98 31253.77
2_3 9.08E-05 1.05E-04 11010.8 9561.133
3_4 0.000215222 0.000249 4646.366 4012.78
4_5 0.000423651 0.000492 2360.436 2033.256
5_6 0.000738385 0.000858 1354.308 1164.918
6_7 0.001181703 0.001375 846.2365 727.2667

 

 

 

 

محاسبه سختی قابها:

با در نظر گرفتن فرض های زیر میتوان رابطه برای صلبیت نسبی یك طبقه از قاب تعیین نمود:
الف-دوران تمام گرههای قاب در یك طبقه یكسان است.
ب-نیروی برشی برای هر ستون از یك طبقه مفروض درصدی از نیروی برشی آن طبقه است.
پ-نقاط عطف تیرها وستون ها به ترتیب در وسط دهانه و ارتفاع منظور می گردد.


صلبیت نسبی در هر طبقه از یک قاب  = (GA)       
 E
مدول الاستیسیته مصالح =
   
خمش  ممان اینرسی حول محورI  نسبی ستونهادر طبقه مفروض (I / h مجموع  =∑Kc

طول مرکزبه مرکزعضو) hو

 نسبی تیرهای تحتانی طبقه مفروضI / L  = مجموع ∑Kbb
            
 نسبی تیرهای فوقانی طبقه مفروضI / L= مجموع ∑Kbt

  ارتفاع طبقه   =  h

 

پای ستون گیردار           

 

 

 

 

 


پای ستون مفصلی           

 

 

 

 

 

 


صلبیت جانبی قاب

 

 

 

 

 

 


محاسبه سختی قاب در جهت قاب خمشی:

تیروستون:  (I) محاسبات

 

ستونها=

تیرها=

فرض اولیه:

 
ستون ها                    تیرها

40*40                     40*40

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

طبقه

Kc Kbt Kbb h K Δ Δi صلبیت طبقه
پیلوت

 3.41E-03 1.78E-03 1.78E-03 2.5 8.20E+03 0.000122 0.000122 8201.886
1 2.62E-03 1.78E-03 1.78E-03 3.24 2.77E+03 0.000361 0.000483 2070.633
2 2.62E-03 1.78E-03 1.78E-03 3.24 2.77E+03 0.000361 0.000844 1184.883
3 2.62E-03 1.78E-03 1.78E-03 3.24 2.77E+03 0.000361 0.001205 829.8849
4 2.62E-03 1.78E-03 1.78E-03 3.24 2.77E+03 0.000361 0.001566 638.5666
5 2.62E-03 1.78E-03 1.78E-03 3.24 2.77E+03 0.000361 0.001927 518.9337
6 2.62E-03 1.78E-03 1.78E-03 3.24 2.77E+03 0.000361 0.002288 437.0535

 

محاسبات سختی قاب در راستای دیوار برشی

 

 

 

 

 

 

 


 

طبقه
 Kc Kbt Kbb h K Δ Δi صلبیت طبقه

پیلوت
 4.27E-03 2.25E-03 2.25E-03 2.5 1.03E+04 9.69E-05 9.69E-05 10319.45
1 3.29E-03 2.25E-03 2.25E-03 3.24 3.50E+03 0.000286 0.000383 2612.343
2 3.29E-03 2.25E-03 2.25E-03 3.24 3.50E+03 0.000286 0.000669 1495.457
3 3.29E-03 2.25E-03 2.25E-03 3.24 3.50E+03 0.000286 0.000955 1047.575
4 3.29E-03 2.25E-03 2.25E-03 3.24 3.50E+03 0.000286 0.00124 806.14
5 3.29E-03 2.25E-03 2.25E-03 3.24 3.50E+03 0.000286 0.001526 655.1478
6 3.29E-03 2.25E-03 2.25E-03 3.24 3.50E+03 0.000286 0.001812 551.7951

 

محاسبه مركز سختی در جهت قاب خمشی:


مبداء محور برای مركز سختی قاب شماره 5  در نظر گرفته شده است.


طبقه قاب k di kidi
1 5 8201.886 0 0
 4 8201.886 4 32807.55
 3 8201.886 7.9 64794.9
 2 8201.886 11.4 93501.5
 1 8201.886 15.2 124668.7
   41009.43   315772.6

 

 


  در نظر می گیریم .      در جهت دیوار برشی به علت تقارن


محاسبه مركز جرم ساختمان در جهت
  x
شماره طول  m عرض  m ارتفاع  m وزن واحددیوار تعداد فاصله ازمحور y Wi Wi yi
دیوار 20cm 2.4 0.2 2.84 234 2 15.1 3189.888 48167.31
دیوار 20cm 2.5 0.2 2.84 234 1 15.1 1661.4 25087.14
دیوار 20cm 3.4 0.2 2.84 186 3 13.5 5388.048 72738.65
دیوار 20cm 3 0.2 2.84 186 4 10.1 6338.88 64022.69
دیوار 20cm 3.5 0.2 2.84 186 2 6 3697.68 22186.08
دیوار 20cm 1.5 0.2 2.84 186 2 6 1584.72 9508.32
دیوار 20cm 1.8 0.2 2.84 186 1 5.2 950.832 4944.326
دیوار 20cm 3.5 0.2 2.84 186 3 1.7 5546.52 9429.084
دیوار 20cm 3.5 0.2 2.84 234 4 0.1 9303.84 930.384
دیوار 20cm 2.5 0.2 2.84 186 2 11.5 2641.2 30373.8
دیوار 10cm 3.7 0.1 2.84 186 2 13.5 3908.976 52771.18
دیوار 10cm 1 0.1 2.84 186 2 11.5 1056.48 12149.52
دیوار 10cm 1.5 0.1 2.84 186 2 10.7 1584.72 16956.5
دیوار 10cm 1.4 0.1 2.84 186 2 9.7 1479.072 14347
دیوار 10cm 1.3 0.1 2.84 186 2 4.7 1373.424 6455.093
دیوار 10cm 2.5 0.1 2.84 186 1 3.8 1320.6 5018.28
4* ستون 0.4 0.4 2.84 2400 4 0.2 4362.24 872.448
4* ستون 0.4 4 2.84 2400 4 3.8 43622.4 165765.1
4* ستون 4 0.4 2.84 2400 4 6.6 43622.4 287907.8
4* ستون 0.4 0.4 2.84 2400 4 10.1 4362.24 44058.62

 

 


سقف

11.000 5.200 0.400 445.000 1.000 2.600 1958.000 5090.800
11.000 3.800 0.400 445.000 1.000 13.300 1958.000 26041.400
11.000 1.500 0.400 445.000 1.000 7.550 1958.000 14782.900
3.500 4.000 0.400 445.000 1.000 9.650 623.000 6011.950
3.500 4.000 0.400 445.000 1.000 9.650 623.000 6011.950
11.000 1.500 0.400 445.000 1.000 5.950 1958.000 11650.100

 

 

 

 

 

در جهت به دلیل متقارن بودن محاسبات انجام نشده و مركز جرم در جهت    x در نظر می گیریم.x=5.5


پیچش:


= MTx پیچش درهر طبقه

در ساختمان های تا 5 طبقه و یا كوچكتر از18 متر در مواردی كه برون مركزی نیروی جانبی طبقه در طبقات بالاتر از هر طبقه كمتر از 5 درصد بعد ساختمان در آن طبقه در امتداد عمود برنیروی جانبی باشد محاسبه ساختمان در برابر لنگر پیچشی الزامی نیست.
 

 

 

= eijبرون مرکزی نیروی جانبی طبقه j نسبت به مرکز سختی طبقه  ,iفاصله افقی
مرکزجرم طبقهj ومرکز سختی طبقه i
= eajبرون مرکزی اتفاقی طبقه j
=Fj نیروی جانبی در طبقه j

 

 

 

 

 

 

 

 


پیچش در راستای دیوار برشی:

eij=0
eaj=(0.05*11)=0.55


طبقه eij eaj Fi T پیچش طبقه
7 0 0.55 26.824 14.7532 14.7532
6 0 0.55 32.733 18.00315 32.75635
5 0 0.55 27.062 14.8841 47.64045
4 0 0.55 21.39 11.7645 59.40495
3 0 0.55 15.649 8.60695 68.0119
2 0 0.55 10.047 5.52585 73.53775
1 0 0.55 4.376 2.4068 75.94455


پیچش در راستای قاب خمشی:

e=(7.7-7.25)+0.05*15.20=1.21


طبقه Fi  (ton) e  (m) M  (t.m) پیچش
1 3.323 1.21 4.02083 126.8746
2 7.629 1.21 9.23109 122.8537
3 11.883 1.21 14.37843 113.6226
4 16.243 1.21 19.65403 99.2442
5 20.55 1.21 24.8655 79.59017
6 24.857 1.21 30.07697 54.72467
7 20.37 1.21 24.6477 24.6477

 

 

نیروی زلزله در جهت دیوار برشی:

 

 

طبقه نیروهر دیوار K1 K2 K3 K4 v1 Vi=ki(Vx/kx)
1 F1 2.01E+05 2.01E+05 1.84E+05 1.84E+05 3.323 0.867123131
 F2 2.01E+05 2.01E+05 1.84E+05 1.84E+05 3.323 0.867123131
 F3 2.01E+05 2.01E+05 1.84E+05 1.84E+05 3.323 0.794376869
 F4 2.01E+05 2.01E+05 1.84E+05 1.84E+05 3.323 0.794376869
2 F1 3.55E+04 3.55E+04 3.13E+04 3.13E+04 7.629 2.028677289
 F2 3.55E+04 3.55E+04 3.13E+04 3.13E+04 7.629 2.028677289
 F3 3.55E+04 3.55E+04 3.13E+04 3.13E+04 7.629 1.785822711
 F4 3.55E+04 3.55E+04 3.13E+04 3.13E+04 7.629 1.785822711
3 F1 1.10E+04 1.10E+04 9.56E+03 9.56E+03 11.883 3.180092801
 F2 1.10E+04 1.10E+04 9.56E+03 9.56E+03 11.883 3.180092801
 F3 1.10E+04 1.10E+04 9.56E+03 9.56E+03 11.883 2.761407199
 F4 1.10E+04 1.10E+04 9.56E+03 9.56E+03 11.883 2.761407199
4 F1 4646.366 4646.366 4012.78 4012.78 16.243 4.357873395
 F2 4646.366 4646.366 4012.78 4012.78 16.243 4.357873395
 F3 4646.366 4646.366 4012.78 4012.78 16.243 3.763626605
 F4 4646.366 4646.366 4012.78 4012.78 16.243 3.763626605
5 F1 2360.436 2360.436 2033.256 2033.256 20.55 5.520068161
 F2 2360.436 2360.436 2033.256 2033.256 20.55 5.520068161
 F3 2360.436 2360.436 2033.256 2033.256 20.55 4.754931839
 F4 2360.436 2360.436 2033.256 2033.256 20.55 4.754931839
6 F1 1354.308 1354.308 1164.918 1164.918 24.857 6.681423662
 F2 1354.308 1354.308 1164.918 1164.918 24.857 6.681423662
 F3 1354.308 1354.308 1164.918 1164.918 24.857 5.747076338
 F4 1354.308 1354.308 1164.918 1164.918 24.857 5.747076338
7 F1 846.2365 846.2365 727.2667 727.2667 20.37 5.477534886
 F2 846.2365 846.2365 727.2667 727.2667 20.37 5.477534886
 F3 846.2365 846.2365 727.2667 727.2667 20.37 4.707465114
 F4 846.2365 846.2365 727.2667 727.2667 20.37 4.707465114

محاسبات پیچش:

 

 


= di  فاصله مرکز سختی تا مرکز عضو مقاوم درمقابل پیچش
= MTx پیچش درهر طبقه
سختی دیوار یرشی در هر طبقه   =  k

 

طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
1 k1 200767.1 5.25 5533644 75.94455 398.7089 3.77474605
 k2 200767.1 5.25 5533644 75.94455 398.7089 3.77474605
 k3 183924 5.25 5069405 75.94455 398.7089 3.45806823
 k4 183924 5.25 5069405 75.94455 398.7089 3.45806823
    21206098   

طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
2 k1 35503.98 5.25 978578.5 73.53775 386.0732 3.72474364
 k2 35503.98 5.25 978578.5 73.53775 386.0732 3.72474364
 k3 31253.77 5.25 861432.1 73.53775 386.0732 3.2788516
 k4 31253.77 5.25 861432.1 73.53775 386.0732 3.2788516
    3680021   

طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
3 k1 11010.8 5.25 303485.1 68.0119 357.0625 3.46688392
 k2 11010.8 5.25 303485.1 68.0119 357.0625 3.46688392
 k3 9561.133 5.25 263528.7 68.0119 357.0625 3.01043989
 k4 9561.133 5.25 263528.7 68.0119 357.0625 3.01043989
    1134028   

 

 


طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
4 k1 4646.366 5.25 128065.5 59.40495 311.876 3.03579
 k2 4646.366 5.25 128065.5 59.40495 311.876 3.03579
 k3 4012.78 5.25 110602.3 59.40495 311.876 2.621824
 k4 4012.78 5.25 110602.3 59.40495 311.876 2.621824
    477335.4   

طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
5 k1 2360.436 5.25 65059.51 47.64045 250.1124 2.437525
 k2 2360.436 5.25 65059.51 47.64045 250.1124 2.437525
 k3 2033.256 5.25 56041.62 47.64045 250.1124 2.09966
 k4 2033.256 5.25 56041.62 47.64045 250.1124 2.09966
    242202.3   

طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
6 k1 1354.308 5.25 37328.11 32.75635 171.9708 1.67709
 k2 1354.308 5.25 37328.11 32.75635 171.9708 1.67709
 k3 1164.918 5.25 32108.05 32.75635 171.9708 1.442562
 k4 1164.918 5.25 32108.05 32.75635 171.9708 1.442562
    138872.3   

طبقه W ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
7 k1 846.2365 5.25 23324.39 14.7532 77.4543 0.755651
 k2 846.2365 5.25 23324.39 14.7532 77.4543 0.755651
 k3 727.2667 5.25 20045.29 14.7532 77.4543 0.649416
 k4 727.2667 5.25 20045.29 14.7532 77.4543 0.649416
    86739.36   

 

 


سهم هر دیوار برشی از نیروی برشی و پیچش

طبقه نام دیوار fv Fei F=(Fv+Fei)
1 W1 0.867123 3.774746 4.641869185
  0.867123 3.774746 4.641869185
 W2 0.794377 3.458068 4.2524451
  0.794377 3.458068 4.2524451
2 W1 2.028677 3.724744 5.753420925
  2.028677 3.724744 5.753420925
 W2 1.785823 3.278852 5.064674313
  1.785823 3.278852 5.064674313
3 W1 3.180093 3.466884 6.646976721
  3.180093 3.466884 6.646976721
 W2 2.761407 3.01044 5.771847089
  2.761407 3.01044 5.771847089
4 W1 4.357873 3.03579 7.393663184
  4.357873 3.03579 7.393663184
 W2 3.763627 2.621824 6.385451102
  3.763627 2.621824 6.385451102
5 W1 5.520068 2.437525 7.957593651
  5.520068 2.437525 7.957593651
 W2 4.754932 2.09966 6.854592064
  4.754932 2.09966 6.854592064
6 W1 6.681424 1.67709 8.358514159
  6.681424 1.67709 8.358514159
 W2 5.747076 1.442562 7.189638222
  5.747076 1.442562 7.189638222
7 W1 5.477535 0.755651 6.233185518
  5.477535 0.755651 6.233185518
 W2 4.707465 0.649416 5.356881149
  4.707465 0.649416 5.356881149

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

محاسبه نیرو برای هر قاب در جهت  Y
 

 


طبقه Fi  (ton) 30%(Fi)
پیلوت 4.376 1.3128
1 10.047 3.0141
2 15.649 4.6947
3 21.39 6.417
4 27.062 8.1186
5 32.733 9.8199
6 26.824 8.0472

 

 

 


 نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
پیلوت F 1.03E+04 1.3128 0.3282
  4.13E+04  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
1 F 2.61E+03 3.0141 0.753525
  1.04E+04  
طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
2 F 1.50E+03 4.6947 1.173675
  5.98E+03  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
3 F 1.05E+03 6.417 1.60425
  4.19E+03  


طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
4 F 8.06E+02 8.1186 2.02965
  3.22E+03  


طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
5 F 6.55E+02 9.8199 2.454975
  2.62E+03  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(Y) K(A,B.C.D) v1 Vi=ki(Vx/kx)
6 F 5.52E+02 8.0472 2.0118
  2.21E+03  

محاسبات پیچش:

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
پیلوت KA 10319.45 5.5 312163.35 22.78337 125.3085 1.927823
 KB 10319.45 1.5 23218.7616 22.78337 34.17505 0.52577
 KC 10319.45 1.5 23218.7616 22.78337 34.17505 0.52577
 KD 10319.45 5.5 312163.35 22.78337 125.3085 1.927823
    670764.223   

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
1 KA 2612.343 5.5 79023.3746 22.06133 121.3373 1.866728
 KB 2612.343 1.5 5877.77166 22.06133 33.09199 0.509108
 KC 2612.343 1.5 5877.77166 22.06133 33.09199 0.509108
 KD 2612.343 5.5 79023.3746 22.06133 121.3373 1.866728
    169802.293   

 

 

 

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
2 KA 1495.457 5.5 45237.5773 20.40357 112.2196 1.726456
 KB 1495.457 1.5 3364.77848 20.40357 30.60536 0.470852
 KC 1495.457 1.5 3364.77848 20.40357 30.60536 0.470852
 KD 1495.457 5.5 45237.5773 20.40357 112.2196 1.726456
    97204.7116   

 

 

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
3 KA 1047.575 5.5 31689.1434 17.82149 98.01817 1.507972
 KB 1047.575 1.5 2357.04372 17.82149 26.73223 0.411265
 KC 1047.575 1.5 2357.04372 17.82149 26.73223 0.411265
 KD 1047.575 5.5 31689.1434 17.82149 98.01817 1.507972
    68092.3742   

 

 

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
4 KA 806.14 5.5 24385.7346 14.29214 78.60674 1.209335
 KB 806.14 1.5 1813.81497 14.29214 21.4382 0.329819
 KC 806.14 1.5 1813.81497 14.29214 21.4382 0.329819
 KD 806.14 5.5 24385.7346 14.29214 78.60674 1.209335
    52399.0992   

 

 


طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
5 KA 655.1478 5.5 19818.2217 9.826905 54.04798 0.831507
 KB 655.1478 1.5 1474.08261 9.826905 14.74036 0.226775
 KC 655.1478 1.5 1474.08261 9.826905 14.74036 0.226775
 KD 655.1478 5.5 19818.2217 9.826905 54.04798 0.831507
    42584.6086   

 

 


طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
6 KA 551.7951 5.5 16691.8027 4.42596 24.34278 0.374504
 KB 551.7951 1.5 1241.53904 4.42596 6.63894 0.102138
 KC 551.7951 1.5 1241.53904 4.42596 6.63894 0.102138
 KD 551.7951 5.5 16691.8027 4.42596 24.34278 0.374504
    35866.6834   

 

 

سهم هر قاب از نیروی زلزله :

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
پیلوت KA 0.3282 1.9278232 2.256023192
 KB 0.3282 0.52577 0.853969962
 KC 0.3282 0.52577 0.853969962
 KD 0.3282 1.9278232 2.256023192


طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
1 KA 0.7535 1.8667275 2.6202275
 KB 0.7535 0.5091075 1.2626075
 KC 0.7535 0.5091075 1.2626075
 KD 0.7535 1.8667275 2.6202275


طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
2 KA 1.17 1.7264559 2.896455923
 KB 1.17 0.4708516 1.640851615
 KC 1.17 0.4708516 1.640851615
 KD 1.17 1.7264559 2.896455923


طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
3 KA 1.6 1.5079718 3.107971808
 KB 1.6 0.411265 2.011265038
 KC 1.6 0.411265 2.011265038
 KD 1.6 1.5079718 3.107971808


طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
4 KA 2.02 1.2093345 3.2293345
 KB 2.02 0.3298185 2.3498185
 KC 2.02 0.3298185 2.3498185
 KD 2.02 1.2093345 3.2293345


طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
5 KA 2.45 0.8315073 3.281507346
 KB 2.45 0.2267747 2.676774731
 KC 2.45 0.2267747 2.676774731
 KD 2.45 0.8315073 3.281507346


طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
6 KA 2.01 0.3745043 2.384504308
 KB 2.01 0.1021375 2.112137538
 KC 2.01 0.1021375 2.112137538
 KD 2.01 0.3745043 2.384504308


X: محاسبه نیرو برای هر قاب در جهت

 

 

 


 
طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
پیلوت F 8.20E+03 3.323 0.6646
  4.10E+04  


طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
1 F 2.07E+03 7.629 1.5258
  1.04E+04  

 

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
2 F 1.18E+03 11.883 2.3766
  5.92E+03  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
3 F 8.30E+02 16.243 3.2486
  4.15E+03  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
4 F 6.39E+02 20.55 4.11
  3.19E+03  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
5 F 5.19E+02 24.857 4.9714
  2.59E+03  

طبقه نیرو وارد شده بر هر قاب در جهت(X) K(1,2,3,4,5) v1 Vi=ki(Vx/kx)
6 F 4.37E+02 20.37 4.074
  2.19E+03  

محاسبه نیروبرای پیچش:

 
طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
پیلوت K1 8201.886 7.6 473740.953 126.8746 964.2466 6.811575
 K2 8201.886 3.9 124750.691 126.8746 494.8107 3.495414
 K3 8201.886 0.3 738.169768 126.8746 38.06237 0.268878
 K4 8201.886 3.5 100473.107 126.8746 444.0609 3.13691
  K5 8201.886 7.5 461356.105 126.8746 951.5591 6.721949
    1161059.03   
طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
1 K1 2070.633 7.6 119599.733 122.8537 933.6883 6.595707
 K2 2070.633 3.9 31494.3204 122.8537 479.1295 3.384639
 K3 2070.633 0.3 186.356925 122.8537 36.85612 0.260357
 K4 2070.633 3.5 25365.2481 122.8537 429.988 3.037497
  K5 2070.633 7.5 116473.078 122.8537 921.4029 6.508921
    293118.737   

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
2 K1 1184.883 7.6 68438.8353 113.6226 863.532 6.100113
 K2 1184.883 3.9 18022.0686 113.6226 443.1283 3.130321
 K3 1184.883 0.3 106.639459 113.6226 34.08679 0.240794
 K4 1184.883 3.5 14514.8153 113.6226 397.6792 2.809263
  K5 1184.883 7.5 66649.6621 113.6226 852.1697 6.019848
    167732.021   

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
3 K1 829.8849 7.6 47934.1543 99.2442 754.2559 5.328171
 K2 829.8849 3.9 12622.55 99.2442 387.0524 2.734193
 K3 829.8849 0.3 74.6896448 99.2442 29.77326 0.210323
 K4 829.8849 3.5 10166.0905 99.2442 347.3547 2.453763
  K5 829.8849 7.5 46681.028 99.2442 744.3315 5.258064
    117478.512   

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
4 K1 638.5666 7.6 36883.6069 79.59017 604.8853 4.272996
 K2 638.5666 3.9 9712.598 79.59017 310.4017 2.192722
 K3 638.5666 0.3 57.4709941 79.59017 23.87705 0.168671
 K4 638.5666 3.5 7822.44086 79.59017 278.5656 1.967827
  K5 638.5666 7.5 35919.3713 79.59017 596.9263 4.216772
    90395.488   

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
5 K1 518.9337 7.6 29973.611 54.72467 415.9075 2.93803
 K2 518.9337 3.9 7892.9817 54.72467 213.4262 1.507673
 K3 518.9337 0.3 46.7040337 54.72467 16.4174 0.115975
 K4 518.9337 3.5 6356.93792 54.72467 191.5363 1.35304
  K5 518.9337 7.5 29190.0211 54.72467 410.435 2.899371
    73460.2557   

طبقه K ki di kd^2 Mtx  Mtx * di  نیروی پیچش
6 K1 437.0535 7.6 25244.2095 24.6477 187.3225 1.323273
 K2 437.0535 3.9 6647.58357 24.6477 96.12603 0.679048
 K3 437.0535 0.3 39.334814 24.6477 7.39431 0.052234
 K4 437.0535 3.5 5353.90524 24.6477 86.26695 0.609402
  K5 437.0535 7.5 24584.2588 24.6477 184.8578 1.305861
    61869.2919   
سهم هر قاب از نیروی زلزله:

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
پیلوت K1 0.6646 6.8115752 7.476175162
 K2 0.6646 3.4954136 4.16001357
 K3 0.6646 0.268878 0.933477967
 K4 0.6646 3.1369096 3.801509614
 K5 0.6646 6.7219492 7.386549173

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
1 K1 1.52 6.5957069 8.115706923
 K2 1.52 3.3846391 4.904639079
 K3 1.52 0.2603569 1.780356852
 K4 1.52 3.0374966 4.557496609
 K5 1.52 6.5089213 8.028921305

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
2 K1 2.37 6.1001129 8.470112942
 K2 2.37 3.1303211 5.500321115
 K3 2.37 0.2407939 2.610793932
 K4 2.37 2.8092625 5.179262539
 K5 2.37 6.0198483 8.389848298

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
3 K1 3.24 5.3281712 8.568171235
 K2 3.24 2.7341931 5.974193134
 K3 3.24 0.2103225 3.450322549
 K4 3.24 2.4537631 5.693763069
 K5 3.24 5.2580637 8.498063719

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
4 K1 4.11 4.2729958 8.382995846
 K2 4.11 2.1927216 6.302721553
 K3 4.11 0.1686709 4.278670889
 K4 4.11 1.967827 6.077827034
 K5 4.11 4.2167722 8.326772217

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
5 K1 4.97 2.9380298 7.908029754
 K2 4.97 1.5076732 6.477673163
 K3 4.97 0.1159749 5.085974859
 K4 4.97 1.35304 6.323040018
 K5 4.97 2.8993715 7.869371468

طبقه نام قاب fv Fei F=(Fv±Fei)
6 K1 4.07 1.323273 5.393272958
 K2 4.07 0.679048 4.749047966
 K3 4.07 0.0522345 4.122234459
 K4 4.07 0.609402 4.67940202
 K5 4.07 1.3058615 5.375861472

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


طراحی تیر خمشی با استفاده از بحرانی ترین دهانه :


 :طبقه اول{1(AD)نیروهای به دست آمده از تحلیل0.1 دهانه و پرتال{محور  

 

 

 


 

 

 

 

 

مقطع مستطیلی با فولاد فشاری (فولاد مظاعف):

اگر ابعاد مقطع تیر محدود باشد در صورت تجاوز تلاش خمشی Muاز    Mr(max)بتن قادر به تامین نیروی فشاری لازم برای مقاومت در مقابل لنگر خمشی وارد بر مقطع نخواهد بود.استفاده های دیگری از قبیل ایجاد تكیه گاه برای خاموتها مقاومت خمشی مقطع در صورت عوض شدن جهت لنگر از مواردی دیگری هستند كه به علت آن در ناحیه فشاری فولاد قرار می دهند.

 

حالت حدی نهایی مقاومت در خمش ونیروی محوری:

در مقاطع تحت اثر خمش یا نیروی محوری و یا اثر توام آنها کنترل حالت حدی نهایی مقاومت بر اساس روابط زیر صورت می گردد:
 

ترکیب بار :

تعیین ظرفیت خمشی مقطع مستطیلی با فولاد فشاری بر اساس آبا:

الف- جاری شدن فولاد های کششی و فشاری                          
ب- جاری شدن فولاد های کششی و جاری نشدن فشاری                   
ج- جاری نشدن فولاد های کششی و جاری شدن فشاری
د- جاری نشدن فولاد های کششی و فشاری

 

 

 

فرض اولیه برای مقطع تیر

 

 

 


نتایج به دست آمده از طراحی دستی:


 

 

 

 

 

بنابراین مقطع همراه با جاری شدن فولاد کششی و جاری نشدن فولاد فشاری همراه است:


 
 

 

 

 

 

 

 

 


در نتیجه مقطع با ابعاد 400*500مناسب می باشد که در ابن حالت آرماتور گذاری فولاد کششی جاری می شود و فولاد فشاری جاری نمی شود.

نکات آیین نامه ای جهت آرایش میلگردها:


1- حداقل فاصله بین میلگردهای یک ردیف نباید از قطر یک میلگرد25 میلمترویا3/4قطر بزرگترین سنگدانه کمتر باشد.
2- حداقل فاصله بین دو ردیف میلگرد نباید از قطر بزرگترین میلگرد و نیز25کمتر باشد.

 


فاصله آزاد بین میلگرد ها:

فاصله آزاد میلگردها  

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


طراحی خاموت ها :

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


آیین نامه مربوط به ستون:

محدودیت مقدارمیلگرد طولی مطابق آیین نامه آبا:

طبق آیین نامه بتن ایران نسبت سطح مقطع میلگردهای طولی به سطح مقطع کل ستون بین 0.8 تا 8 درصد می باشد. حد پایین 0.8 درصد به خاطر جلوگیری از شکستهای ناگهانی و بدون اخطار که می تواند حوادث تاگواری را باعث شود. حد بالای 8 درصد به خاطر مسائل اجرایی و حفظ فاصله حداقل بین میلگردهای طولی می باشد.

ظوابط میلگرد عرضی به شکل خاموت مطابق آیین نامه آبا:

1- حدال قطر خاموت برابر3/1 قطرمیلگرد طولی با قطر حداکثر 30 میلی متر و 10 میلی متر برای میلگردهای طولی با قطربیش از 30 میلی متر .در هرحال قطر خامت نباید از 6 میلی متر کمتر باشد.

2- فاصله هر دو خاموت متوالی نباید از 12 برابر قطر کوچک ترین میلگرد طولی و36 برابر قطر میلگرد خاموت و کوچکترین بعد عضو فشاری و 250 میلیتر بیش تر باشد.

 

ضوابط فولادهای ستون برای طرح لرزه ای در مناطق زلزله خیزمطابق:ACI318 آیین نامه


1- حداکثر مقدار فولاد طولی ستون به6 درصد و حداقل آن به 1 درصد محدود می شود.
  2-فولادهای عرضی در یک طول حداقل از دو انتهای ستون که با             
L0    
مشخص می شود از رابطه زیر تعیین می شود:

 

 

 L0 3- فاصله فولادهای عرضی در حداقل طول

نباید از مقادیر زیر بیش تر باشد:

 

 

همچنین لازم نیست این فاصله کم تر از 100 میلی متر در نظر گرفته شود.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


طراحی ستون:
ستون بحرانی :
ستونی که بیشترین سطح بارگیر را داشته باشد . معمولا ستون میانی بحرانی می شود.
امکان طرح مستقیم سطح مقطع میلگردها در خمش دو محوده وجود ندارد و ابتدا باید آرایش وسطح مقطع میلگرد ها معلوم باشد و سپس اقدام به کنترل مقطع با استفاده از روابط زیر می شود:

 

 

 

 

 

 


 با استفاده نمودارهای 8- 28  الی 8-35 قابل محاسبه می باشد .  و 
 


طراحی:
 
ستون مورد استفاده برای طراحی تقاطع محور                     

 

 

 

 

 

 

 

ترکیب بار:


 

 


 


 
  

 

 

 

 

 

فرض اولیه:

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

انتخاب قطر خاموت و فواصل آن:


 



درباره وبلاگ

دوستان خوش امدید

این وبلاگ جهت پیشبرد در صنعت مقاله های عمران و معماری میباشد

مدیر وبلاگ : مهندس محسن حسن ابادی
صفحات جانبی
نظرسنجی
نظر خود را در مورد مقالات بگویید







جستجو

آمار وبلاگ
کل بازدید :
بازدید امروز :
بازدید دیروز :
بازدید این ماه :
بازدید ماه قبل :
تعداد نویسندگان :
تعداد کل پست ها :
آخرین بازدید :
آخرین بروز رسانی :