بررسی انواع قاب خمشی فولادی و ضوابط اتصالات آن (آپدیت 1404)

قاب‌ خمشی فولادی به‌عنوان یکی از سیستم‌های سازه‌ای مهم در طراحی و اجرای ساختمان‌های مقاوم در برابر زلزله شناخته می‌شود و با انعطاف‌پذیری و شکل‌پذیری بالای خود، امکان طراحی سازه‌هایی با عملکرد مطلوب و ایمنی بیشتر را فراهم می­ کند. در این مقاله ابتدا به معرفی انواع قاب خمشی (معمولی، متوسط و ویژه) و تفاوت‌های آن‌ها با یکدیگر می پردازیم. در ادامه نیز الزامات طراحی لرزه‌ای و جزئیات اتصالات بر اساس ویرایش جدید مبحث دهم مقررات ملی ساختمان ارائه خواهد شد.

پیش از شروع مطالعه، حتماً به پادکست زیر گوش دهید تا با آمادگی ذهنی بالاتر وارد بحث شوید:

⌛ آخرین به‌روزرسانی: 6 شهریور 1404

📕 تغییرات به‌روزرسانی: آپدیت بر اساس مبحث دهم مقررات ملی ساختمان ویرایش 1401

1. معرفی قاب خمشی فولادی

در این بخش سیستم قاب خمشی فولادی معرفی شده و با سایر سیستم ­های سازه­ای مثل قاب ساده ساختمانی و سیستم قاب مهاربندی­ شده مورد مقایسه قرار می ­گیرد.

1.1. سیستم قاب خمشی فولادی چیست؟

سیستم قاب خمشی فولادی (Steel Moment Frame) یک سیستم‌ سازه‌ای است که برای پایداری سازه و مقاومت در برابر بارهای جانبی، مانند زلزله و باد، در ساختمان‌ها استفاده می‌شود. در قاب خمشی فولادی، اتصال تیرها و ستون­ ها به‌صورت گیردار بوده و سختی و مقاومت لازم، از طریق مقاومت خمشی، برشی و محوری این اعضا تأمین می­ شوند. سیستم قاب خمشی فولادی به دلیل ویژگی‌های منحصر به فرد خود در صنعت ساختمان بسیار محبوب است.

مهم ترین ویژگی­ های قاب خمشی عبارت ­اند از:

• مقاومت بالا در برابر زلزله
• عدم نیاز به دیوارهای برشی یا مهاربندها
• زیبایی و امکان ایجاد فضاهای بازتر به‌خاطر عدم وجود دیوار برشی و مهاربند
• کاربرد در ساختمان‌های بلند به دلیل توزیع مناسب نیروهای جانبی در طبقات
• امکان افزایش سرعت و سهولت در ساخت با استفاده از اتصالات پیش­ ساخته

مطابق بند 1-8-3 استاندارد 2800، اگر فقط پیرامون سازه یا بخشی از پلان هم دارای قاب خمشی بوده و در سایر بخش ­ها قاب ساختمانی ساده وجود داشته باشد هم سیستم قاب خمشی تلقی می­ شود.

در شکل‌های زیر یک ساختمان با سیستم قاب خمشی و همچنین دو نمونه از اتصالات قاب‌های خمشی نشان داده شده است.

شکل 1: نمونه‌ای از یک ساختمان با سیستم قاب خمشی فولادی

شکل 2: دو نمونه از اتصالات گیردار تیر به ستون در قاب خمشی فولادی

2.1. مقایسه سیستم قاب خمشی فولادی با سیستم قاب ساده ساختمانی

تفاوت قاب خمشی و قاب ساده ساختمانی به ­طورکلی به انواع اتصالات فولادی مورد استفاده و نحوه انتقال نیروها در این دو نوع سیستم سازه‌ای برمی‌گردد. هر دو سیستم برای تحمل بارهای وارده به ساختمان طراحی شده‌اند، اما نحوه عملکرد و کاربرد آن‌ها متفاوت است.

1.2.1. ویژگی‌های قاب ساختمانی ساده

در قاب ساختمانی ساده، معمولاً اتصالات بین تیرها و ستون‌ها و همچنین اتصال تکیه­گاه­ های ستون به‌ صورت مفصلی هستند و یا در صورت وجود اتصالات گیردار، این اتصالات در باربری جانبی مشارکتی ندارند. در اتصالات مفصلی تنها نیروهای محوری و برشی منتقل شده و لنگر خمشی از تیر به ستون منتقل نمی‌شود. اتصالات مفصلی اجازه می‌دهند که تیرها و ستون‌ها نسبت به هم چرخش داشته باشند.

عدم انتقال لنگر از تیر به ستون باعث می­ شود که در قاب سختی جانبی ایجاد نشود؛ بنابراین قاب ساختمانی ساده فقط می ­تواند بارهای ثقلی را تحمل کند و باربری جانبی ندارد و برای تحمل بارهای جانبی در این قاب­ ها باید از سیستم­ های باربر جانبی دیگر مانند مهاربندها یا دیوارهای برشی استفاده کرد. این نوع سیستم سازه­ای معمولاً در ساختمان‌های کم‌ارتفاع و با بارهای جانبی کم استفاده می‌شوند.

2.2.1. ویژگی‌های قاب خمشی

در قاب خمشی، اتصالات بین تیرها و ستون‌ها و همچنین اتصال ستون به تکیه­ گاه به‌صورت اتصال خمشی یا گیردار است. در قاب خمشی با این نوع اتصال که زاویه تیر و ستون متصل شده همواره ثابت باقی می­ ماند، علاوه بر تحمل نیروهای محوری و برشی، لنگر خمشی نیز از تیر به ستون انتقال پیدا می­کند و در قاب سختی جانبی ایجاد می­شود که می­ تواند در مقابل بارهای جانبی مثل زلزله مقاومت خوبی از خود نشان دهد.

قاب­های خمشی در ساختمان ­های بلندمرتبه و در مناطقی با خطر زلزله بالا به کار می‌روند، زیرا توانایی جذب انرژی از طریق تغییرشکل‌های پلاستیک را دارند. در این قاب­ها با وارد شدن نیروی زلزله، در ناحیه حفاظت­ شده قاب مفصل پلاستیک ایجاد شده و انرژی زلزله را جذب می­کند و از آسیب رسیدن به اعضای اصلی سازه جلوگیری می ­کند.

3.2.1. مقایسه ناحیه حفاظت‌شده تیر در قاب‌ها

ناحیه حفاظت ­شده تیر که معمولاً در نزدیکی اتصالات تیر به ستون قرار می‌گیرد، ناحیه­ ای است که هنگام زلزله در آن تغییرشکل‌های پلاستیک رخ می‌دهد. این ناحیه باید به‌گونه‌ای طراحی شود که توانایی جذب انرژی ناشی از بارهای لرزه‌ای را داشته باشد، بدون اینکه مقاومت کلی سازه به خطر بیفتد. به همین دلیل، لازم است که در این ناحیه از هرگونه سوراخ‌کاری، جوشکاری یا تغییرات موضعی که می‌تواند استحکام را کاهش دهد، خودداری ‌شود.

آیین ­نامه AISC341-22 در بند .E3.5c در تعریف ناحیه حفاظت ­شده قاب خمشی ویژه بیان می­کند که این نواحی در قسمت­ های انتهایی تیرها هستند که تحت تغییرشکل‌های دائمی قرار می‌گیرند و باید برای مقابله با نیروهای لرزه‌ای به طور ویژه محافظت شوند.

در قاب‌های ساده ساختمانی که اتصالات تیر و ستون به‌صورت مفصلی هستند، معمولاً ناحیه حفاظت­ شده به شکلی که در قاب‌های خمشی تعریف می‌شود، وجود ندارد. در اتصالات مفصلی، تیرها و ستون‌ها برای مقاومت در برابر نیروهای محوری و برشی طراحی شده‌اند، اما نیروی لنگر در اتصالات تحمل نمی‌شود. به همین دلیل، نواحی که تحت تغییرشکل پلاستیک یا جذب انرژی قرار بگیرند، به‌طورکلی در این نوع قاب‌ها تعریف نمی‌شوند.

ناحیه حفاظت ­شده عمدتاً برای قاب‌های خمشی ویژه طراحی می‌شود که در آنها انتظار داریم تیرها در مناطق خاصی، مانند نزدیک به اتصالات، تحت تغییرشکل‌های شدید قرار بگیرند تا انرژی ناشی از زلزله را مستهلک کنند. اما در قاب‌های ساده با اتصالات مفصلی، چون وظیفه تغییرشکل و جذب انرژی به اجزای دیگری مانند مهاربندها یا دیوارهای برشی واگذار می‌شود، ناحیه حفاظت  شده برای تیرها ضرورت ندارد.

3.1. مقایسه سیستم قاب خمشی فولادی با سیستم قاب مهاربندی‌شده

بررسی مزایا و معایب قاب خمشی فولادی در مقایسه با سایر سیستم ­های سازه­ای، به درک بهتر ویژگی­ های این سیستم‌ها و انتخاب سیستم سازه­ای مناسب باتوجه‌به نیاز هر پروژه کمک می ­کند. در ادامه مقایسه ­ای بین سیستم قاب خمشی فولادی با سیستم قاب مهاربندی­ شده به ­عنوان یکی دیگر از سیستم­ های سازه­ای رایج در سازه­ های فولادی ارائه خواهد شد:

• انعطاف‌پذیری طراحی و فضاهای بازتر: در سیستم قاب خمشی، به دلیل نبود مهاربندها یا دیوارهای برشی، فضاهای بازتری ایجاد می‌شود که آزادی بیشتری برای طراحی معماری فراهم می‌کند. این ویژگی در ساختمان‌هایی مثل ساختمان­ های اداری که نیاز به فضاهای بزرگ و باز دارند، اهمیت بسیاری دارد. همچنین در سیستم‌های مهاربندی، مهاربندها اغلب باعث ایجاد محدودیت در طراحی نما و موقعیت پنجره‌ها می‌شوند، اما در قاب خمشی این مشکل وجود ندارد و نمای ساختمان می‌تواند آزادانه طراحی شود.
• مقاومت در برابر بارهای جانبی: در سیستم قاب خمشی فولادی تمامی اعضای سازه­ای در تحمل بارهای جانبی مشارکت می­کنند درحالی‌که در قاب­ های مهاربندی­ شده فقط مهاربندها بارهای جانبی سازه را تحمل می­کنند.
• سختی جانبی و شکل ­پذیری: قاب خمشی شکل‌پذیری بیشتری نسبت به قاب مهاربندی دارد؛ زیرا اتصالات تیر و ستون در آن گیردار بوده و می‌توانند تحت بارهای جانبی مانند زلزله تغییرشکل دهند؛ بنابراین ضریب رفتار سیستم قاب خمشی بالاتر از سیستم قاب مهاربندی ­شده است. در مقابل، قاب مهاربندی به دلیل وجود مهاربندها سختی بالاتری داشته و دچار تغییرشکل­ های کمتری نسبت به قاب خمشی می­ شود.
• اتصالات: در سیستم قاب خمشی فولادی اتصالات گیردار هستند؛ اما در سیستم قاب مهاربندی­ شده به دلیل سختی زیاد ناشی از وجود مهاربندها و کنترل شکل­ پذیری سازه، اتصالات به­ صورت ساده یا مفصلی انجام می­ شود.
• مقاطع: به دلیل وجود تغییرشکل­ های بزرگ در قاب خمشی، برای کنترل حداکثر دریفت مجاز، ابعاد مقاطع در این سیستم باید بزرگ‌تر از ابعاد مقاطع در سیستم قاب مهاربندی­ شده باشد.
• هزینه: به دلیل نیاز به اتصالات صلب و تقویت اتصالات تیر به ستون، هزینه ساخت سیستم قاب خمشی عموماً بیشتر از سیستم قاب مهاربندی­ شده است.

شکل 3: مقایسه قاب خمشی فولادی با قاب مهاربندی­ شده

برای آشنایی بیشتر با مهاربندهای همگرا و به­ طور خاص طراحی مهاربند همگرای ویژه می­ توانید به مقالات موجود مربوطه در سایت سبزسازه مراجعه کنید.

2. انواع قاب خمشی فولادی

قاب خمشی فولادی یکی از سیستم‌های ساخت‌وساز متداول در مهندسی عمران است. این نوع قاب‌ها به دلیل توانایی تحمل بارهای مختلف و فراهم کردن پایداری در برابر زلزله، به طور گسترده‌ای در سازه ­ها استفاده می‌شوند. قاب‌های خمشی فولادی به­ طورکلی در سه سطح از شکل­ پذیری قابل طراحی و اجرا هستند:

• قاب خمشی با شکل ­پذیری معمولی
• قاب خمشی با شکل ­پذیری متوسط
• قاب خمشی با شکل ­پذیری ویژه

هر یک از این سیستم‌ها بسته به نیازهای خاص پروژه و شرایط محیطی می‌توانند انتخاب شوند. در ادامه این بخش به معرفی و مقایسه انواع قاب خمشی فولادی پرداخته خواهد شد.

1.2. قاب خمشی معمولی (OMF)

قاب خمشی با شکل ­پذیری معمولی (Ordinary moment frame) دارای کمترین میزان شکل­ پذیری است. مطابق تعریف مبحث دهم مقررات ملی در این قاب­ ها تغییرشکل ­های دورانی فرا ارتجاعی اندک در انتهای تیرها و ستون­ ها (که باید حتماً فولادی باشند) و تسلیم برشی اندک چشمه اتصال تیر به ستون، وظیفه تأمین شکل­ پذیری را دارد. در نتیجه، قاب­ های خمشی با شکل­ پذیری معمولی، بیشتر برای سازه‌هایی مناسب هستند که در معرض زلزله‌های شدید قرار نمی‌گیرند یا نیاز به جذب انرژی بالا ندارند.

همچنین مطابق بند .E1.6 آیین ­نامه AISC 341-22، در قاب‌های خمشی معمولی، اتصالات تیر به ستون می‌توانند به دو شکل کاملاً مقید (FR) یا نیمه مقید (PR) طراحی شوند. در اتصالات کاملاً مقید، کل لنگر خمشی از تیر به ستون منتقل می‌شود و این اتصالات سختی بیشتری دارند، درحالی‌که اتصالات نیمه مقید مقداری انعطاف‌پذیری را مجاز می‌دانند و در آن­ها امکان تغییرشکل‌های بیشتری وجود دارد. انتخاب نوع اتصال به رفتار سازه‌ای موردنظر و نیازهای پروژه بستگی دارد.

ممکن است عده­ ای تصور کنند که قاب خمشی معمولی به دلیل عملکرد ضعیف در زلزله‌های شدید هیچ کاربردی ندارد، اما این سیستم در آیین‌نامه‌ها برای ساختمان‌های کم‌ارتفاع و مناطق با زلزله‌های کمتر مجاز اعلام شده است. علت وجود آن در آیین‌نامه‌ها، نیاز به یک گزینه اقتصادی و ساده برای پروژه‌هایی است که در آن‌ها نیازی به طراحی پیچیده و گران‌قیمت نیست.

کاربرد سیستم قاب خمشی فولادی معمولی در سازه‌های کوچک و مناطق با خطر لرزه‌ای کم تا متوسط است. این سیستم نسبت به قاب‌های خمشی ویژه هزینه کمتری دارد و اجرای آن ساده‌تر است، زیرا نیاز به جزئیات پیچیده اتصالات ندارد. همچنین، برای ساختمان‌های با ارتفاع کم که بارهای جانبی کمتری دارند، انتخاب مناسبی است و در چنین شرایطی عملکرد قابل‌قبولی ارائه می‌دهد.

مطابق مورد 1 یادداشت­ های مربوط به جدول 3-4 در استاندارد 2800، احداث ساختمان با قاب خمشی معمولی برای ساختمان­ های با اهمیت خیلی زیاد و زیاد در هیچ منطقه لرزه­ خیزی و برای ساختمان ­های با اهمیت متوسط در مناطق لرزه خیزی 1 و 2 مجاز نیست. اما همچنان این سیستم سازه ­ای برای ساختمان­ های با اهمیت متوسط در مناطق لرزه­ خیزی 3 و 4 و برای ساختمان­ های با اهمیت کم در تمام مناطق کاربرد دارد.

2.2. قاب خمشی متوسط (IMF)

قاب خمشی با شکل ­پذیری متوسط (Intermediate moment frame) شکل‌پذیری بیشتری نسبت به قاب خمشی معمولی دارد؛ اما به‌اندازه قاب خمشی ویژه منعطف نیست. بر اساس مبحث دهم مقررات ملی ساختمان، قاب خمشی فولادی متوسط طوری طراحی شده که در نقاط انتهایی تیرها و ستون‌های فولادی خود، بتواند تا حدودی تغییرشکل‌های دورانی غیرالاستیک (فراتر از حالت الاستیک) را تحمل کند. همچنین، چشمه اتصال بین تیر و ستون در این قاب به‌گونه‌ای است که تسلیم برشی محدودی دارد و می‌تواند مقداری از انرژی جانبی را جذب کند.

در مجموع، این ویژگی‌ها به قاب خمشی با شکل‌پذیری متوسط اجازه می‌دهند که هنگام مواجهه با نیروهای جانبی، تغییرشکل‌های غیرالاستیک محدودی را تجربه کند و به سازه در برابر این بارها مقاومت نسبی ببخشد.

در طراحی قاب خمشی فولادی متوسط سعی بر آن است که در یک یا دو انتهای تیر، در خارج از محدوده اتصال تیر به ستون، مفصل‌های پلاستیک تشکیل شوند. مطابق بند .E2.6b آیین­ نامه AISC 341-22 درباره الزامات اتصالات بین تیرها و ستون‌ها در سازه قاب خمشی متوسط، اتصالات باید بتوانند به‌اندازه‌ای دوران کنند که وقتی ساختمان تحت زلزله قرار می‌گیرد، زاویه دوران آن حداقل به 0.02 رادیان برسد. این به این معنی است که ساختمان باید بتواند کمی جابه‌جا شود بدون اینکه اتصالات دچار آسیب شوند.

همچنین مقاومت خمشی در اتصال تیر به ستون باید حداقل 80 درصد از حداکثر لنگر پلاستیک تیر را در شرایطی که زاویه دوران به 0.02 رادیان می‌رسد، تحمل کند. این الزامات به این معنی است که اتصالات باید به گونه‌ای طراحی شوند که از شکست آن­ ها در زمان زلزله جلوگیری شود تا پایداری و ایمنی کلی سازه حفظ شود.

از سیستم قاب خمشی فولادی متوسط می ­توان برای ساختمان ­هایی با ارتفاع متوسط و در مناطقی که احتمال وقوع زلزله در آن کم تا متوسط است، استفاده کرد.

3.2. قاب خمشی ویژه (SMF)

قاب خمشی با شکل­ پذیری ویژه (Special moment frame) یکی دیگر از انواع قاب خمشی فولادی با بالاترین ظرفیت شکل‌پذیری است که طبق تعریف مبحث دهم مقررات ملی ساختمان، از طریق سه ویژگی به این سطح از شکل ­پذیری دست می‌یابد:

• امکان تغییرشکل‌های دورانی زیاد در انتهای تیرها که به قاب اجازه می‌دهد تحت بارهای جانبی بزرگ، تغییر زاویه قابل‌توجهی را بدون شکست تحمل کند.
• تسلیم برشی کم در ناحیه چشمه اتصال تیر به ستون که موجب جذب انرژی بیشتر در این ناحیه می‌شود.
• توانایی ستون‌ها در ایجاد تغییرشکل‌های فرا ارتجاعی دورانی در تراز پایه که باعث افزایش دوام و مقاومت قاب در برابر نیروهای شدیدی مانند زلزله می‌شود.

این خصوصیات باعث می‌شود قاب خمشی فولادی ویژه بتواند در زلزله‌های شدید از سازه در برابر فروپاشی ناگهانی محافظت کرده و به طور مؤثری بارهای جانبی را جذب و مهار کند.

مطابق بند .E3.6b آیین ­نامه AISC 341-22 درباره الزامات اتصالات بین تیرها و ستون‌ها در سازه قاب خمشی ویژه، اتصالات باید به‌گونه‌ای طراحی شوند که بتوانند زاویه دوران حداقل 0.04 رادیان را تحمل کنند. این بدان معناست که در زمان وقوع زلزله، سازه باید قابلیت حرکت و جابه‌جایی در طبقات را داشته باشد، بدون اینکه اتصالات دچار شکست یا آسیب جدی شوند.

همچنین اتصالات باید به‌اندازه کافی قوی باشند تا مقاومت خمشی برابر با 80 درصد لنگر پلاستیک تیر متصل­ شده را در شرایط ذکر شده تأمین کنند. این بدان معناست که زمانی­که زاویه دوران طبقه به 0.04 رادیان می­رسد، اتصال باید بتواند بارهای وارده را به خوبی تحمل کند.

در بند 3-3-5-3  استاندارد 2800، تأکید شده که در مناطق با خطر نسبی بسیار بالا، ساختمان‌هایی که اهمیت بسیار زیادی دارند باید از سیستم‌های باربر جانبی با عنوان «ویژه» مانند قاب خمشی ویژه استفاده شود. این الزام به دلیل ظرفیت بالای این قاب‌ها در جذب انرژی و تحمل تغییرشکل‌های غیرالاستیک است که برای محافظت از سازه‌های حساس و جلوگیری از تخریب در زلزله‌های شدید، حیاتی است.

همچنین مطابق بند3-3-5-4 استاندارد 2800، در ساختمان‌های بلندتر از ۱۵ طبقه یا ۵۰ متر، استفاده از قاب خمشی ویژه یا سیستم دوگانه الزامی است. دلیل این الزام، نیاز به سیستم‌های شکل‌پذیرتر و مقاوم‌تر در برابر بارهای جانبی بزرگ مانند زلزله­ های شدید است؛ زیرا دیوارهای برشی یا قاب‌های مهاربندی‌شده به‌تنهایی توانایی تحمل تغییرشکل‌های غیرالاستیک شدید را ندارند و ممکن است در برابر زلزله‌های شدید به شکست زودهنگام دچار شوند. این الزامات به منظور افزایش ایمنی و پایداری سازه‌های مرتفع در برابر زلزله تدوین شده است.

قاب خمشی با شکل­ پذیری ویژه هم در سازه ­های فولادی و هم در سازه ­های بتن­ آرمه کاربردی است. برای آشنایی بیشتر با قاب خمشی بتنی با شکل­ پذیری ویژه می ­توانید به وبینار نکات نرم‌افزاری و آیین‌نامه‌ای سازه‌های بتن‌آرمه با سیستم شکل‌پذیری قاب خمشی ویژه موجود در سبزسازه مراجعه کنید.

4.2. مقایسه انواع قاب خمشی فولادی

قاب‌های خمشی فولادی به سه دسته اصلی تقسیم می‌شوند: قاب خمشی معمولی (OMF)، قاب خمشی متوسط (IMF)، و قاب خمشی ویژه (SMF). هرکدام از این قاب‌ها بر اساس نوع عملکرد در برابر بارهای جانبی، به‌ویژه بارهای لرزه‌ای، ضریب رفتار، شکل‌پذیری، ضریب اضافه مقاومت، و محدودیت‌های خاص خود را دارند. جدول 3-4 استاندارد 2800، محدودیت­ هایی را برای ضریب رفتار، ضریب اضافه مقاومت، ضریب بزرگنمایی تغییرمکان جانبی و حداکثر ارتفاع ساختمان در انواع قاب خمشی ارائه می­کند که در ادامه هر یک از آن­ها مورد بررسی قرار می­گیرند.

1.4.2. ضریب رفتار (R_u) و شکل‌پذیری

ضریب رفتار (R_u) نشان‌دهنده ظرفیت سازه برای جذب و استهلاک انرژی لرزه‌ای از طریق تغییرشکل‌های غیرالاستیک است و به کاهش نیروهای طراحی کمک می‌کند. هرچه این ضریب بالاتر باشد، نشان‌دهنده این است که سازه شکل­ پذیرتر بوده و می‌تواند در برابر بارهای شدید لرزه‌ای بهتر عمل کند.

• قاب خمشی معمولی ( 3.5=R_u ): این سیستم برای مناطقی که لرزه‌ خیزی بالایی ندارند مناسب است. شکل‌پذیری کم این قاب‌ها باعث می‌شود که در صورت وقوع زلزله، تغییرشکل‌های زیادی نداشته باشند و به‌سرعت دچار خرابی شوند.
• قاب خمشی متوسط (5=R_u): قاب خمشی متوسط به دلیل شکل‌پذیری متوسط خود، در مناطق با لرزه‌ خیزی متوسط به کار می‌روند. این سیستم‌ها توانایی جذب انرژی بیشتری نسبت به قاب خمشی معمولی دارند.
• قاب خمشی ویژه ( 7.5=R_u): قاب خمشی ویژه با بالاترین ضریب رفتار بهترین عملکرد لرزه‌ای را دارند و شکل‌پذیری بالای آن‌ها باعث می‌شود که بتوانند انرژی زیادی را در طی زلزله جذب کنند. این نوع قاب‌ها برای سازه‌های بلند و در مناطقی با لرزه‌خیزی بالا مناسب‌اند.

شکل 4: شکل ­پذیری انواع قاب خمشی

بنابراین، قاب خمشی معمولی توانایی محدودی در جذب و تحمل تغییرشکل‌های غیرالاستیک دارد، به همین دلیل نیروهای لرزه‌ای وارد بر سازه باید نسبتاً بیشتر در نظر گرفته شوند. قاب خمشی متوسط دارای شکل‌پذیری بالاتری نسبت به قاب معمولی است و اجازه می‌دهد که سازه به شکل مؤثرتری نیروهای لرزه‌ای را جذب و مستهلک کند. قاب خمشی ویژه بیشترین ظرفیت تغییرشکل غیرالاستیک را دارد و در مناطق با لرزه‌خیزی بالا به کار می‌رود. این ضریب رفتار بالا نشان‌دهنده این است که سازه می‌تواند نیروی لرزه‌ای بیشتری را از طریق تغییرشکل‌های پلاستیک تحمل کند، بدون اینکه به شکست نزدیک شود، و این امکان را فراهم می‌کند که نیروهای طراحی به میزان بیشتری کاهش یابند.

به­ طورکلی، هرچه ضریب رفتار بزرگ‌تر باشد، سازه شکل‌پذیرتر بوده و نیروی کمتری برای طراحی لازم است، زیرا توانایی بیشتری برای جذب انرژی و جلوگیری از خرابی تحت اثر زلزله دارد.

2.4.2. ضریب اضافه مقاومت (Ω_₀) و تشدید

ضریب اضافه مقاومت یا ضریب تشدید (Ω₀) به‌عنوان یکی از پارامترهای کلیدی در تحلیل لرزه‌ای سازه‌ها، نشان‌دهنده میزان تقویت اثرات بار لرزه‌ای بر سازه است. ضریب اضافه مقاومت به معنای این است که سازه‌های واقعی، هنگام زلزله، معمولاً توان بیشتری نسبت به آنچه در طراحی اولیه پیش‌بینی شده از خود نشان می‌دهند. فرضیات ساده ­کننده آیین‌نامه‌ها برای راحتی بیشتر محاسبات و همچنین تیپ­ بندی اعضا در نقشه­ های سازه­ای، باعث می‌شود مقاومت اعضای سازه بیشتر از میزان طراحی شده باشد. این پدیده به‌عنوان اضافه مقاومت سازه در برابر زلزله شناخته می‌شود.

ضریب اضافه مقاومت در تمام انواع قاب‌های خمشی، شامل قاب‌های معمولی، متوسط و ویژه، برابر با 3 در نظر گرفته شده است؛ یعنی این سازه‌ها می‌توانند اثرات بارهای لرزه‌ای را تا سه برابر افزایش دهند، که در واقع به سازه اجازه می‌دهد تا از ظرفیت شکل‌پذیری و جذب انرژی خود به نحو مؤثرتری استفاده کند. به عبارت دیگر، این ضریب تأکید می‌کند که در طراحی لرزه‌ای، می‌توان اثرات بارهای زلزله را با این نسبت تقویت کرد، که در نتیجه منجر به کاهش ابعاد و وزن سازه، در عین حفظ ایمنی و عملکرد مطلوب آن در برابر زلزله می‌شود.

برابر بودن ضریب اضافه مقاومت در انواع قاب‌های خمشی معمولی، متوسط، و ویژه نشان‌دهنده این است که در هر سه نوع قاب، معیار یکسانی برای ارزیابی و تأمین ایمنی اتصالات و اعضای بحرانی وجود دارد. ضریب Ω_₀ به این معناست که برای طراحی اتصالات و اعضای مهم که باید نیروهای لرزه‌ای بحرانی را تحمل کنند، همه قاب‌ها نیازمند آن هستند که حداقل سه برابر نیروی طراحی لرزه‌ای پیش‌بینی‌شده را تحمل کنند.

این مسئله نشان می‌دهد که صرف‌نظر از شکل‌پذیری و سطح انرژی‌گیری هر قاب، هدف اصلی این است که اتصالات و اعضای کلیدی به‌اندازه کافی مقاوم طراحی شوند تا در برابر نیروهای ناگهانی و شدید زلزله از کار نیفتند. این تشدید نیرو در طراحی برای تمام قاب‌ها مشابه است؛ زیرا اهمیت پایداری کلی سازه و اجزای حیاتی در برابر بارهای بحرانی یکسان است.

3.4.2. ضریب بزرگ‌نمایی تغییرمکان جانبی (C_d) و محدودیت دریفت

ضریب بزرگ‌نمایی تغییر مکان (C_d)، معیاری است که برای محاسبه تغییرمکان واقعی یک سازه تحت اثر زلزله به کار می‌رود. این ضریب تغییرمکان محاسبه‌شده در تحلیل الاستیک (خطی) را به تغییرمکان واقعی (غیرخطی) که در طول زلزله در واقعیت اتفاق می‌افتد، تبدیل می‌کند. به بیان دیگر، C_d نشان‌دهنده میزان تغییرمکان واقعی سازه نسبت به تحلیل خطی است و به سطح شکل‌پذیری قاب بستگی دارد. مطابق بند 3-5-1 استاندارد 2800، تغییرمکان جانبی نسبی طبقه بر اساس زلزله طرح با ضریب C_d بزرگ‌نمایی شده و تغییرمکان جانبی نسبی واقعی طبقه را تخمین می زند.

ضریب بزرگ‌نمایی تغییرمکان در انواع قاب خمشی فولادی به‌صورت زیر است:

• قاب خمشی معمولی (3=C_d): این قاب‌ها کمترین شکل‌پذیری و ظرفیت تغییرشکل در میان قاب‌های خمشی را دارند. ضریب C_d کوچک‌تر نشان‌دهنده آن است که تغییرمکان واقعی سازه پس از زلزله کمتر از قاب‌های متوسط و ویژه است.
• قاب خمشی متوسط (4=C_d): قاب‌های خمشی متوسط شکل‌پذیری و ظرفیت تغییرشکل بیشتری نسبت به قاب‌های معمولی دارند. این نوع قاب‌ها می‌توانند به طور محدود وارد ناحیه غیرالاستیک شوند و از نظر دریفت نیز نسبت به قاب‌های معمولی مجاز به تغییرمکان بیشتری هستند.
• قاب خمشی ویژه (5/5=C_d): قاب‌های خمشی ویژه بیشترین ظرفیت تغییرشکل و شکل‌پذیری را دارند. ضریب C_d بزرگ‌تر نشان‌دهنده این است که تغییرمکان واقعی این قاب‌ها در زلزله بسیار بیشتر از تحلیل خطی پیش‌بینی‌شده خواهد بود. این قاب‌ها به دلیل توانایی بالای تغییرشکل غیرالاستیک مجاز به دریفت بیشتری هستند.

به­ طورکلی، دریفت در قاب‌های خمشی که به معنای تغییر مکان جانبی نسبی طبقات است، به ضریب C_d بستگی دارد. قاب‌های خمشی ویژه به دلیل ضریب C_d بزرگ‌تر، بیشترین دریفت مجاز را دارند، درحالی‌که قاب‌های معمولی کمترین دریفت مجاز را دارند. این امر به این معناست که قاب‌های خمشی ویژه به دلیل شکل‌پذیری بالا می‌توانند تغییرمکان‌های بیشتری را بدون آسیب شدید تحمل کنند، درحالی‌که قاب‌های معمولی به دلیل محدودیت در تغییرشکل‌ها باید به‌گونه‌ای طراحی شوند که تغییرمکان‌های کمتری داشته باشند.

4.4.2. حداکثر ارتفاع مجاز ساختمان چقدر است؟

محدودیت‌های حداکثر ارتفاع مجاز برای قاب‌های خمشی به تفاوت در ظرفیت شکل‌پذیری، مقاومت لرزه‌ای، و حتی منطقه لرزه ­خیزی آن بستگی دارد. این محدودیت‌ها به دلیل تفاوت‌های ساختاری و عملکردی میان قاب‌های خمشی معمولی (OMF)، متوسط (IMF)، و ویژه (SMF) تعریف می‌شوند.

• قاب خمشی معمولی (سازه با اهمیت متوسط در مناطق لرزه­ خیزی 3 و 4، حداکثر ارتفاع 15 متر): این نوع قاب دارای شکل‌پذیری و ظرفیت جذب انرژی کمی است. به دلیل این محدودیت در شکل‌پذیری و رفتار ضعیف‌تر در برابر زلزله، ارتفاع سازه‌هایی که از قاب خمشی معمولی استفاده می‌کنند، بسیار محدود است. حداکثر ارتفاع ساختمان با قاب­ خمشی معمولی که فقط در سازه­ های با اهمیت متوسط و در مناطق لرزه­خیزی 3 و 4 مجاز است، به 15 متر (تقریباً 4-5 طبقه) محدود می‌شود. این قاب‌ها نمی‌توانند تغییرات بزرگ نیروهای لرزه‌ای را تحمل کنند و نیازمند محدود کردن ارتفاع برای کاهش ریسک ناپایداری و خرابی هستند.
• قاب خمشی متوسط (حداکثر ارتفاع 50 متر): قاب‌های خمشی متوسط دارای شکل‌پذیری و ظرفیت تغییرشکل بیشتری نسبت به قاب‌های معمولی هستند و در زلزله عملکرد بهتری دارند. به دلیل این ویژگی، حداکثر ارتفاع مجاز این نوع قاب به 50 متر (تقریباً 15 طبقه) افزایش می‌یابد. قاب­های خمشی متوسط می‌توانند در برابر زلزله‌های شدیدتر مقاومت کنند و تغییرشکل‌های بیشتری را بدون فروپاشی تحمل کنند.
• قاب خمشی ویژه (حداکثر ارتفاع 200 متر): قاب‌های خمشی ویژه بالاترین ظرفیت شکل‌پذیری و جذب انرژی را دارند. این قاب‌ها قادر به تحمل تغییرشکل‌های بزرگ و جذب انرژی بیشتر در زلزله‌های شدید هستند. به دلیل مقاومت بالا و رفتار مناسب در برابر نیروهای لرزه‌ای، حداکثر ارتفاع مجاز سازه‌هایی که از این قاب‌ها استفاده می‌کنند تا 200 متر (تقریباً 60 طبقه) است. این نوع قاب‌ها برای ساختمان‌های بلندمرتبه در مناطق با لرزه‌خیزی بالا بسیار مناسب هستند.

مطابق بند 3-3-5-2 استاندارد 2800، اجرای ساختمان با ارتفاعی بیشتر از مقدار تعیین ­شده، به جز در موارد خاص که به تایید کمیته اجرایی آیین ­نامه رسیده باشد، مجاز نیست.

محدودیت‌های ارتفاع به‌وضوح نشان‌دهنده رابطه مستقیم بین ظرفیت شکل‌پذیری و ارتفاع مجاز ساختمان است. قاب‌های خمشی معمولی باتوجه‌به عملکرد ضعیف‌تر در زلزله‌ها تنها برای ساختمان‌های کم‌ارتفاع با اهمیت متوسط در مناطق لرزه­ خیزی 3 و 4 مناسب هستند. در مقابل، قاب‌های خمشی ویژه به دلیل توانایی جذب انرژی و تغییرشکل‌های بزرگ‌تر می‌توانند برای ساختمان‌های بلند و پیچیده در مناطق با خطر لرزه‌ای بالا استفاده شوند. نتیجه کلی این است که هرچه سازه شکل‌پذیری و مقاومت بهتری در برابر زلزله داشته باشد، امکان ساخت سازه‌های بلندتر و پایدارتر فراهم می‌شود.

3. نکات طراحی قاب خمشی فولادی در ایتبس

در این بخش که به بررسی نکات مهم طراحی قاب خمشی فولادی در ایتبس پرداخته می‌شود، ابتدا نحوه اعمال ضرایب لرزه‌ای مانند R_u، Ω_₀ و C_d در ایتبس معرفی شده و سپس تنظیمات دوره تناوب که در تحلیل و طراحی لرزه‌ای سازه‌ها نقش مؤثری دارد، مورد بررسی قرار می‌گیرد. برای آموزش جامع طراحی سازه­ های فولادی در ایتبس، می ­توانید به دوره پیشرفته و جامع آموزش طراحی سازه­ های فولادی موجود در سبزسازه مراجعه کنید.

1.3. اعمال ضرایب R_u، Ω_₀ و C_d قاب خمشی فولادی در ایتبس

ضریب رفتار (R_u)، ضریب اضافه مقاومت (Ω_₀) و ضریب بزرگ‌نمایی تغییرمکان (C_d) که توسط آیین‌نامه‌های لرزه‌ای تعریف شده‌اند، نقش اساسی در تعیین نیروهای وارد بر سازه و رفتار آن در برابر زلزله ایفا می‌کنند. برای طراحی قاب خمشی فولادی لازم است ضرایب توصیه ­شده در آیین­ نامه مربوط به هر سطح از شکل­ پذیری به­ دقت در ایتبس اعمال شود.

به این منظور، لازم است ابتدا مطابق شکل 5 در نرم ­افزار ایتبس از منوی Design گزینه Steel Frame Design و در نهایت گزینه View/Revise Preferences… انتخاب شود.

شکل 5: نحوه دسترسی به تنظیمات آیین نامه

در پنجره Steel Frame Design Preferences با انتخاب نوع قاب خمشی در قسمت Framing Type مقادیر پیش ­فرض ضرایب R_u، Ω_₀ و C_d بر اساس آیین ­نامه انتخابی تعیین می­ شود. برای تغییر این ضرایب مطابق استاندارد 2800 می­توان ضرایب مربوط به قاب خمشی با شکل ­پذیری مشخص را در ردیف ­های 8 تا 10 ویرایش کرد. برای طراحی قاب خمشی ویژه فولادی در ایتبس می­توان ضرایب R_u، Ω_₀ و C_d را مطابق شکل 6 و برای قاب خمشی متوسط فولادی مطابق شکل 7 ویرایش کرد.

شکل 6: اعمال ضرایب Ru، Ω₀ و Cd برای قاب خمشی ویژه

شکل 7: اعمال ضرایب Ru، Ω₀ و Cd برای قاب خمشی متوسط

2.3. تنظیمات دوره تناوب قاب خمشی فولادی در ایتبس

زمان تناوب سازه، مدت زمانی است که سازه طی آن تحت نیروهای جانبی مانند زلزله، یک نوسان کامل (رفتن و برگشتن به نقطه اولیه) می­کند. این زمان به جرم و سختی سازه بستگی دارد. برای کنترل زمان تناوب قاب خمشی فولادی، لازم است ابتدا زمان تناوب تجربی سازه با قاب خمشی را برای تخمین اولیه رفتار سازه در برابر زلزله محاسبه کرده و به کمک آن زمان تناوب تحلیلی را در ایتبس محاسبه کرد. به­ طورکلی زمان تناوب اصلی سازه برابر با کمترین مقدار زمان تناوب تحلیلی و  1.25  برابر زمان تناوب تجربی است. ابتدا فرض می­کنیم که زمان تناوب تحلیلی بیشتر از 1.25 برابر زمان تناوب تجربی است و در آخر این فرض را کنترل می ­کنیم.

زمان تناوب تجربی (_تجربیT): این زمان تناوب بر اساس فرمول‌های آیین‌نامه‌ای و به‌صورت تجربی محاسبه می‌شود. این فرمول‌ به ارتفاع سازه و نوع سیستم باربر جانبی وابسته‌ است. طبق بند 3-3-3-1 استاندارد 2800، می­ توان زمان تناوب قاب خمشی فولادی را درصورتی‌که جداگرهای میان­ قابی مانعی برای حرکت قاب خمشی ایجاد نکنند از رابطه زیر محاسبه کرد:

درصورتی‌که جداگرهای میان­ قابی مانع حرکت قاب خمشی شوند، باید 80% مقدار به­دست ­آمده از رابطه بالا را به‌عنوان زمان تناوب تجربی سازه در نظر گرفت.

❓جداگر میان ­قابی چیست و چرا باعث کاهش زمان تناوب سازه می­ شود؟

جداگرهای میان­ قابی دیوارهایی هستند که به‌عنوان پرکننده در بین قاب‌های خمشی قرار می‌گیرند. این دیوارها، اغلب از مصالح غیرسازه‌ای مانند آجر، بلوک یا بتن سبک ساخته می‌شوند و در حقیقت نقش باربری ندارند، اما در هنگام زلزله می‌توانند با قاب‌ها درگیر شده و بر رفتار کلی سازه تأثیر بگذارند. این دیوارها با افزایش سختی جانبی قاب‌ها، باعث کاهش زمان تناوب سازه می‌شوند. به بیان ساده‌تر، چون زمان تناوب به میزان سختی و جرم وابسته است، وجود دیوارهای میان­ قابی، سختی سازه را افزایش داده و در نتیجه زمان تناوب را کاهش می ­دهد.

زمان تناوب تحلیلی (_تحلیلیT): این زمان تناوب از طریق تحلیل مودال در نرم‌افزار ایتبس به دست می‌آید و دقیق‌تر از زمان تناوب تجربی است، زیرا بر اساس مدل دقیق و کامل سازه، شامل مصالح، مقاطع و شرایط مرزی محاسبه می‌شود.

برای به‌دست‌آوردن زمان تناوب تحلیلی سازه قاب خمشی فولادی، باید ضریب زلزله را با استفاده از زمان تناوب تجربی سازه به­ عنوان یک تقریب اولیه محاسبه کرده و در ایتبس وارد کرد. به این منظور ابتدا باید از منوی Define گزینه Load Patterns… را انتخاب کنید (شکل 8).

شکل 8: ورود به تنظیمات بارها

سپس در پنجره باز شده با انتخاب بارهای لرزه­ای جانبی بر روی گزینه Modify Lateral Loads کلیک کنید (شکل 9).

شکل 9: انتخاب بارهای جانبی لرزه ­ای

در نهایت در پنجره Seismic Load Pattern – User Defined می ­توانید ضریب زلزله (C) را مطابق مقدار محاسبه شده ویرایش کنید (شکل 10).

شکل 10: اصلاح ضریب زلزله بارهای جانبی لرزه ­ای

پس از وارد کردن ضریب زلزله، باید مجدداً مدل را تحلیل کرده و در حالت تحلیل­ شده از منوی Display گزینه Show Tables را انتخاب کنید (شکل 11).

شکل 11: انتخاب جدول Show Tables

در پنجره بازشده، از مسیر مشخص مطابق شکل 12 گزینه Modal Participating Mass Ratios را برای بررسی نتایج تحلیل مودال انتخاب کنید.

شکل 12: انتخاب گزینه Modal Participating Mass Ratios

مطابق شکل 13 در پنجره بازشده می ­توان مقدار زمان تناوب سازه در راستای x و y را به­ دست آورد. در آخر لازم است زمان تناوب تحلیلی به­دست­ آمده با 1.25 برابر زمان تناوب تجربی مقایسه شده و بررسی شود که فرض اولیه (زمان تناوب تحلیلی > زمان تناوب تجربی × 1.25) برقرار است یا خیر. اگر فرض اولیه برقرار باشد که کنترل زمان تناوب سازه قاب خمشی فولادی تکمیل شده اما اگر زمان تناوب تحلیلی به­دست ­آمده از 1.25 برابر زمان تناوب تجربی کمتر باشد، لازم است ضریب زلزله مجددا با زمان تناوب تحلیلی محاسبه شده و در ایتبس ویرایش شود.

شکل 13: تعیین مقدار زمان تناوب سازه در راستای x و y

4. اتصالات تیر به ستون در قاب‌ خمشی فولادی

اتصالات تیر به ستون در سازه­ ها می­ تواند به‌صورت ساده (مفصل) یا خمشی (گیردار یا صلب) باشد. آیین ­نامه AISC 360-22 در بند J1.2 و J1.3 به ترتیب اتصالات ساده و خمشی را تعریف می­کند. اتصالات مفصلی که به ­صورت انعطاف‌پذیر طراحی می‌شوند، تنها قادر به تحمل نیروهای برشی هستند و امکان چرخش تیرها را فراهم می‌کنند. این اتصالات از تغییرشکل‌های جزئی جلوگیری می‌کنند و به انتقال بار به سایر اعضا کمک می‌کنند. در مقابل، اتصالات خمشی تحت‌تأثیر ترکیب لنگر خمشی و نیروهای برشی قرار دارند. این اتصالات باید به‌گونه‌ای طراحی شوند که توانایی تحمل بارهای ترکیبی را داشته باشند و لنگر و نیروها را بین اعضای متصل­ شده به‌خوبی انتقال دهند.

1.4. اتصالات خمشی تیر به ستون در قاب خمشی

همان­ طور که قبل ­تر اشاره شد، اتصالات قاب خمشی فولادی از نوع اتصال خمشی یا گیردار هستند. اتصالات خمشی انواع مختلفی دارد، اما در این بخش دو نوع اتصال خمشی جوشی و پیچی رایج در سازه‌های قاب خمشی فولادی معرفی خواهد شد. از آنجایی‌که عمده لنگر خمشی تیر در بال‌های آن توسعه می‌یابد، برای فراهم نمودن یک اتصال خمشی باید به نحوه مناسبی بال‌های تیر به ستون متصل شوند.

شکل 14: انواع اتصالات خمشی رایج، جلد دوم کتاب طراحی کاربردی سازه­های فولادی دکتر گرامی

در شکل 14 انواع اتصالات خمشی رایج در قاب خمشی فولادی نشان داده شده است. در اتصالات الف، ب و ج، تسمه ­های فوقانی و تحتانی وظیفه انتقال لنگر از تیر به ستون و نبشی جان، براکت و ورق جان وظیفه انتقال برش را دارند. در اتصال مستقیم قسمت د هم لنگر خمشی توسط بال­ های تیر و برش وارده توسط جان تیر تحمل می­ شود.

شکل 15: اتصالات خمشی متداول جوشی

شکل 16: اتصالات خمشی متداول پیچی

در شکل 15 و شکل 16 اجزای تشکیل‌دهنده‌ی اتصالات متداول خمشی جوشی و پیچی نشان داده شده است که در اینجا به تعریف هریک از این اجزا پرداخته خواهد شد.

• ورق‌های تحتانی و فوقانی:

وظیفه­ اصلی ورق‌های فوقانی و تحتانی انتقال لنگر خمشی از تیر به ستون است. این انتقال از طریق یک زوج نیروی فشاری و کششی انجام می‌شود؛ بنابراین این ورق‌ها تحت نیروی کششی و فشاری قرار می‌گیرند که بر اساس همین نیروها نیز طراحی می‌شوند. لازم به ذکر است که در اتصالات مستقیم تیر به ستون این لنگر خمشی از طریق بال­ های فوقانی و تحتانی به ستون منتقل می‌شود.

• ورق (نبشی) جان:

در یک اتصال صلب علاوه بر لنگر خمشی میزان قابل‌ توجهی نیروی برشی نیز به وجود می‌آید. انتقال نیروی برشی از تیر به ستون از طریق ورق یا نبشی جان صورت می‌پذیرد.

• ورق‌های پیوستگی:

همان‌طور که توضیح داده شد در اتصالات خمشی تیر به ستون، لنگر خمشی اتصال به شکل دو نیروی متمرکز هم‌اندازه و مخالف جهت هم (فشاری و کششی) به‌وسیله ورق‌های فوقانی و تحتانی (یا بال فوقانی و تحتانی تیر) به ستون منتقل می‌شود که مقدار این نیرو به‌ وسیله رابطه­   C = T = M/d محاسبه می‌شود. اندازه­ بزرگ این نیروها و طول تماس کم (ضخامت ورق یا بال تیر) به ستون موجب بروز پدیده‌هایی ازجمله تسلیم موضعی بال ستون، تسلیم موضعی، چروکیدگی و کمانش در جان ستون می‌شود. برای جلوگیری از وقوع پدیده‌های ذکرشده باید یک جفت ورق تقویتی در مقابل محل اثر بار متمرکز (ورق‌ها و یا بال فوقانی و تحتانی تیر) در ستون تعبیه کرد که به آن‌ها ورق پیوستگی گفته می‌شود.

• چشمه اتصال:

چشمه اتصال به ناحیه‌ای از جان ستون گفته می‌شود که بین امتداد ورق‌های فوقانی و تحتانی (و یا بال­ های فوقانی و تحتانی تیر) اتصال تیر به ستون محصورشده باشد. مقدار نیروی برشی در چشمه اتصال برابر است با مجموع نیروی برشی ستون ناشی از بارگذاری سازه و نیروی متمرکز واردشده به بال ستون از طرف ورق‌های اتصال تیر به ستون. به‌طورکلی مقدار این نیرو بسیار بزرگ است و جان ستون باید قادر به تحمل آن باشد.

• ورق مضاعف و سخت‌کننده قطری:

درصورتی‌که جان ستون به‌تنهایی قادر به تحمل برش چشمه اتصال نباشد باید از ورق‌های مضاعف و یا سخت‌کننده قطری برای تقویت جان ستون استفاده کرد. الزامات مربوط به تعبیه این ورق‌های در بند ۱۰-۲-۹-۱۰-۶ مبحث دهم مقررات ملی ساختمان آورده شده است.

2.4. اتصالات گیردار پیش‌تاییدشده

اتصال گیردار پیش ­تایید­شده به اتصالاتی اطلاق می‌شود که به طور خاص برای انتقال بار و تنش در قاب‌های خمشی فولادی طراحی شده‌اند و ویژگی‌های خاصی دارند تا عملکرد سازه در برابر بارهای دینامیکی و لرزه‌ای بهینه شود. این اتصالات به‌گونه‌ای طراحی و آزمایش شده‌اند که در شرایط مختلف بارگذاری، به‌ویژه در زلزله، رفتار مناسب و قابل‌اعتمادی از خود نشان دهند. اتصالات گیردار پیش ­تاییدشده در قاب خمشی متوسط و ویژه کاربرد دارند.

انواع اتصالات گیردار پیش ­تایید­شده قاب خمشی فولادی در جدول 10-3-7-1 مبحث دهم مقررات ملی نشان داده شده است. همان‌طور که در جدول نشان داده شده است، استفاده از اتصال جوشی به کمک ورق­ های روسری و زیرسری به ­عنوان اتصالات قاب خمشی فولادی ویژه مجاز نیست. همچنین الزامات عمومی این اتصالات در خصوص مصالح، اعضا، ملاحظات اجرایی و جوشکاری در بند 10-3-7-1 مبحث دهم ارائه شده است.

در جدول 1 محدوده کاربرد و فاصله تشکیل مفصل پلاستیک از بر ستون برای انواع اتصالات پیش ­تاییدشده به­ طور خلاصه ارائه شده است.

جدول 1 خلاصه مشخصات اتصالات پیش تاییدشده

5. طراحی لرزه‌ای قاب خمشی فولادی

در این بخش الزامات طراحی لرزه­ای شامل محدودیت ­های تیر و ستون و طراحی اتصال تیر به ستون در انواع قاب خمشی مطابق ضوابط ویرایش جدید مبحث دهم مقررات ملی ارائه خواهد شد. الزامات لرزه­ای ورق ­های پیوستگی در قاب­ های خمشی معمولی، متوسط و ویژه در بخش جداگانه­ ای در ادامه ارائه خواهد شد.

1.5. طراحی لرزه‌ای قاب خمشی فولادی معمولی

طراحی لرزه‌ای قاب خمشی فولادی معمولی به‌منظور تأمین ایمنی و پایداری ساختمان‌ها در برابر نیروهای زلزله ضعیف صورت می‌گیرد. در ادامه الزامات توصیه­ شده ویرایش جدید مبحث دهم مقررات ملی ساختمان برای طراحی لرزه ­ای قاب خمشی فولادی ارائه خواهد شد.

1.1.5. محدودیت تیر و ستون در قاب خمشی معمولی

مبحث دهم مقررات ملی در بند 10-3-3-1-2  محدودیت ­هایی را برای تیر و ستون در قاب‌های خمشی فولادی معمولی توصیه می­کند. مطابق این بند بال ­های تیر و ستون­ ها باید فشرده و جان آن­ها غیرلاغر باشد و نیاز به الزامات لرزه­ای جداگانه­ای برای این مقاطع نیست. همچنین از تیرهای با جان سوراخ­دار مثل تیرهای لانه­ زنبوری نمی ­توان برای عضو باربر جانبی استفاده کرد، مگر در شرایطی که سوراخ­کاری در یک ­سوم میانی تیر بوده و اطراف سوراخ به ­خوبی تقویت شود. همان­ طور که قبل­تر هم ذکر شد، در قاب خمشی معمولی ناحیه حفاظت­ شده وجود ندارد.

2.1.5. طراحی اتصال تیر به ستون در قاب خمشی معمولی

برای به‌دست‌ آوردن مقاومت ­های مورد نیاز اتصال تیر به ستون در قاب خمشی معمولی می­توان مطابق بند 10-3-3-1-4 مبحث دهم عمل کرد. بر اساس قسمت الف این بند، مقاومت خمشی اتصال در قاب خمشی معمولی را می ­توان از رابطه زیر محاسبه کرد:

در این رابطه، M_p لنگر پلاستیک تیر در محل اتصال بوده و  α_s در روش LRFD برابر 1 و در روش ASD برابر 1.5 است. همچنین مقدار R_y را می ­توان بر اساس نوع مصالح از جدول 10-3-2-1 مبحث دهم مقررات ملی به ­دست آورد.

مقاومت برشی اتصال (قسمت ب بند 10-3-3-1-4) شامل دو بخش برش ناشی از بارگذاری و برش ناشی از لنگر در اتصال است. برای محاسبه بخش اول ابتدا لازم است که بار ثقلی ضریب­ دار وارد بر تیر (αD+βL) محاسبه شود. این بارگذاری باید مجموع بار مرده و زنده ضریب­ دار در ترکیب­ بارهایی باشد که شامل بار زلزله هستند (برای مثال ترکیب بار  1.2D + L+ 0.2 S  مطابق بند 6-2-3-2 مبحث ششم مقررات ملی ساختمان). سپس با لنگرگیری حول انتهای راست تیر در نمودار پیکر آزاد شکل 17 می­توان مقاومت برشی موردنیاز اتصال قاب خمشی معمولی را به دست آورد:

شکل 17: نمودار پیکر آزاد تیر- ستون قاب خمشی معمولی

برای مثال اگر در یک قاب خمشی فولادی معمولی از تیر فولادی IPE300 به طول 4 متر و با تنش تسلیم 240 مگاپاسکال استفاده شده باشد و بار مرده و زنده وارد بر تیر به ترتیب 50 و 40 کیلونیوتن بر متر باشد، مقاومت خمشی و برشی موردنیاز اتصال با روش LRFD را می­توان به‌صورت زیر محاسبه کرد:

▪️مقاومت خمشی موردنیاز اتصال:

▪️مقاومت برشی موردنیاز اتصال:

▪️مقدار α_s در روش LRFD برابر است با : α_s = 1

▪️مقدار Ry برای مقاطع نوردشده I شکل برابر است با : Ry = 1.2

▪️لنگر پلاستیک مقطع تیر در اتصال از رابطه مقابل محاسبه می شود : Mp = F_y Z

▪️مقدار اساس مقطع پلاستیک (Z) برای مقطع IPE300 از جدول اشتال برابر است با: Z = 628000 mm³

Mr = (1.1×1.2×628000×240) / 1 = 198950400 N.mm = 198.9 kN.m

▪️مقاومت برشی موردنیاز اتصال:

Vr = ((αD+βL) × L_cf) / 2 + (2M_r) / L_cf

▪️محاسبه بارهای مرده و زنده ضریبدار از ترکیب بار شامل زلزله  1.2D + E + L + 0.2S :

q_u = 1.2×50+40 = 100 kN/m

v_r = (100×4)/2 + (2×198.9)/4 = 299.45 kN

3.1.5. ورق‌های پیوستگی در قاب خمشی معمولی

ورق‌ های پیوستگی در قاب خمشی فولادی، ورق‌ هایی هستند که برای افزایش پایداری و یکپارچگی سازه در محل اتصال تیر به ستون به کار می‌روند. مبحث دهم برای ورق­ های پیوستگی در قاب­ های خمشی معمولی الزامات سخت­گیرانه­ ای ارائه نمی­ کند و فقط در بند 10-3-3-1-6 توصیه می­کند که ورق‌های پیوستگی یا سخت‌کننده‌های عرضی در قاب‌های خمشی معمولی باید با استفاده از جوش شیاری با نفوذ کامل یا جوش گوشه دوطرفه به بال ستون متصل شوند. این بند همچنین تاکید می­کند که برای ستون‌های HSS و جعبه‌ای ساخته ­شده، نصب ورق‌های پیوستگی همیشه الزامی است.

کتاب راهنمای جوش و اتصالات جوشی در ساختمان­های فولادی، جوش شیاری و جوش گوشه را به این صورت تعریف می­کند:

• جوش شیاری: اگر جوش در درز بین دو قطعه رسوب کند به آن جوش شیاری گفته می­شود. جوش شیاری در دو نوع نفوذ کامل و نفوذ نسبی قابل طراحی و اجرا است.

شکل 18: جوش شیاری

• جوش گوشه: اگر جوش بر وجه ­های جانبی دو قطعه­ ای که در کنار هم قرار گرفته­ اند رسوب کند، به آن جوش گوشه گفته می­ شود.

شکل 19: جوش گوشه

2.5. طراحی لرزه‌ای قاب خمشی فولادی متوسط

برای حفظ سازه با قاب خمشی متوسط تحت بارهای جانبی زلزله، لازم است الزامات لرزه ­ای مشخصی در نظر گرفته شود. در ادامه الزامات توصیه­ شده ویرایش جدید مبحث دهم مقررات ملی ساختمان برای طراحی لرزه ­ای قاب خمشی فولادی متوسط ارائه خواهد شد.

1.2.5. محدودیت تیر و ستون در قاب خمشی متوسط

در طراحی اعضا و اتصالات این نوع قاب‌ها الزامات سخت‌گیرانه‌تری نسب به قاب‌های خمشی معمولی منظور می‌شود. به همین علت در طراحی اعضا و اتصالات این نوع قاب‌ها علاوه بر الزامات متعارف قبلی، لازم است الزامات بند 10-3-3-2-2 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان نیز مورد توجه قرار گیرد.

وقوع کمانش موضعی در اجزای سازه­ای منجر به نقص در عملکرد لرزه ­ای آن‌ها می­ شود که با اعمال کنترل­ های لازم می ­توان از وقوع آن‌ها پیشگیری نمود. تمامی اجزای مقاطع تیر و ستون در قاب خمشی متوسط باید از نوع فشرده لرزه ­ای بوده و نسبت پهنا به ضخامت آن حداکثر برابر با λ_md باشد. همچنین در این سازه­ ها نباید از تیر لانه زنبوری باربر جانبی استفاده کرد و در صورتی سوراخ­کاری در این اعضا لازم است سوراخ خارج از ناحیه حفاظت ­شده تیر و در یک­ سوم میانی آن باشد و اطراف سوراخ طبق ضوابط ذکرشده تقویت گردد.

منظور از ناحیه حفاظت‌ شده، ناحیه شکل‌پذیر عضو بوده که در دو انتهای تیر قرار دارد. ناحیه حفاظت‌ شده که انتظار می‌رود در آن مفصل پلاستیک تشکیل شود دارای اهمیت بوده و به دلیل رفتار حساس این ناحیه در حرکات رفت و برگشتی سازه در اثر زلزله، لازم است از رخ دادن هر عاملی که ممکن است عملکرد مناسب این ناحیه را مختل کند جلوگیری شود. ناحیه حفاظت‌شده در شکل زیر نشان داده شده است.

شکل 20: ناحیه حفاظت‌شده

2.2.5. طراحی اتصال تیر به ستون در قاب خمشی متوسط

در قاب‌های خمشی متوسط، اتصالات تیر به ستون باید به‌اندازه‌ای مقاوم و شکل‌پذیر باشند که تغییرشکل‌های دورانی حداقل 0.02 رادیان را بدون وارد آمدن آسیب جدی به سازه تحمل کنند. برای این منظور باید اتصالات خمشی را تحت آزمایش قرار داد یا از اتصالات گیردار پیش ­تاییدشده که در بخش­ های قبلی معرفی شدند استفاده کرد.

مبحث دهم مقررات ملی در بند 10-3-3-2-6 الزاماتی را برای اتصال تیر به ستون در قاب خمشی متوسط تعیین می­کند. طبق قسمت الف این بند، مقاومت خمشی و برشی موردنیاز اتصال باید بر اساس تعادل استاتیکی بارهای ثقلی ضریب ­دار در ترکیب با اثرات زلزله محدود به ظرفیت در محل تشکیل مفصل پلاستیک محاسبه شود و برای بررسی این اثرات می­ توان از توصیه­ های بند 10-3-3-2-5 همین آیین ­نامه استفاده کرد.

طبق قسمت ب بند 10-3-3-2-5، اگر مقطع تیر بین دو ستون ثابت باشد، مقاومت خمشی موردنیاز اتصال در محل مفصل پلاستیک بر اساس ترکیبات بارگذاری متعارف محاسبه می­ شود. مقاومت خمشی در محل تشکیل مفصل پلاستیک را می ­توان از رابطه زیر محاسبه کرد:

همچنین بر اساس قسمت الف بند 10-3-3-2-5 برش ناشی از زلزله محدود به ظرفیت در محل مفصل پلاستیک برابر است با:

V_Ecl = 2 [1.1 Ry Mp ] / (α_s L_h)

می دانیم که  M_hr = 1.1 Ry Mp / α_s

پس داریم:

V_Ecl = (2 M_hr) / L_h

برش در محل مفصل پلاستیک برابر است با ترکیب برش ناشی از بارهای ثقلی ضریب­دار و برش ناشی از زلزله محدود به ظرفیت، پس برش در محل مفصل پلاستیک قاب خمشی متوسط برابر است با:

V_hr = ((αD+βL)×L_h) / 2 + (2M_hr) / L_h

شکل 21 نمودار پیکر آزاد تیر-ستون قاب خمشی متوسط را نشان می­دهد. در این شکل نیروهای برشی و لنگر خمشی در بر ستون و در محل تشکیل مفصل پلاستیک نشان داده شده اند. مطابق این نمودار، از تعادل استاتیکی می­توان مقاومت برشی موردنیاز اتصال (V_r) و مقاومت خمشی موردنیاز اتصال (M_r) را به‌صورت زیر محاسبه کرد:

V_r = V_hr + (αD+βL) × S_h

M_r = M_hr + V_hr × S_h + ((αD+βL)×S_h²) /2

شکل 21: نمودار پیکر آزاد تیر- ستون قاب خمشی متوسط

برای مثال اگر در یک قاب خمشی فولادی متوسط از تیر فولادی IPE300 به طول 4 متر و با تنش تسلیم 240 مگاپاسکال استفاده شده باشد، بار مرده و زنده وارد بر تیر به ترتیب 50 و 40 کیلونیوتن بر متر باشد، و فاصله محل تشکیل مفصل پلاستیک از بر ستون 400 میلی­متر باشد، مقاومت خمشی و برشی موردنیاز اتصال با روش LRFD را می­توان به‌صورت زیر محاسبه کرد:

▪️مقاومت خمشی در محل مفصل پلاستیک:

M_hr = 1.1 Ry Mp /α_s

▪️مقدار α_s  در روش LRFD برابر است با : α_s = 1

▪️مقدار Ry برای مقاطع نوردشده I شکل برابر است با : Ry = 1.2

▪️لنگر پلاستیک مقطع تیر در اتصال از رابطه مقابل محاسبه می شود:  Mp = F_y Z

▪️مقدار اساس مقطع پلاستیک (Z) برای مقطع IPE300 از جدول اشتال برابر است با : Z=628000 mm³

M_hr = (1.1×1.2×628000×240) / 1 = 198950400 N.mm = 198.9 kN.m

برش در محل مفصل پلاستیک:

V_hr = ((αD+βL)×L_h) / 2 + (2M_hr) / L_h

▪️طول میانی تیر: L_h = 4000 – 2 × 400 = 3200 mm =3.2 m

▪️محاسبه بارهای مرده و زنده ضریبدار از ترکیب بار شامل زلزله  1.2D + E + L + 0.2S :

q_u = 1.2 × 50 + 40 = 100 kN/m

V_hr = (100×3.2) / 2 + (2×198.9) / 3.2 = 284.3 kN

▪️مقاومت برشی موردنیاز اتصال:

V_r = V_hr + (αD+βL) × S_h

V_r = 284.3 + 100 × 0.4 = 324.3 kN

▪️مقاومت خمشی موردنیاز اتصال:

M_r = M_hr + V_hr × S_h + ((αD+βL)×S_h²) / 2

M_r = 198.9 + 284.3 ×0.4 + (100×0.4²) / 2 = 320.6 kN.m

3.2.5. ورق‌های پیوستگی در قاب خمشی متوسط

مطابق بند 10-3-3-2-8 مبحث دهم، ورق­ های پیوستگی در قاب خمشی متوسط مانند قاب خمشی ویژه طراحی می­شوند، فقط لازم است مقاومت خمشی موردنیاز اتصال در قاب خمشی متوسط (M_r) بر اساس الزامات بند 10-3-3-2-6-الف که در بخش طراحی لرزه ­ای قاب خمشی متوسط توضیح داده شد، محاسبه شود.

3.5. طراحی لرزه‌ای قاب خمشی فولادی ویژه

طراحی لرزه‌ای قاب‌های خمشی فولادی ویژه به طور خاص برای تحمل نیروهای جانبی و تغییرشکل‌های شدید ناشی از زلزله انجام می‌شود. در این سیستم، اتصالات و اعضای قاب به‌گونه‌ای طراحی می‌شوند که در صورت وقوع زلزله، با شکل‌پذیری بالا رفتار کرده و به‌جای شکست و فروپاشی، تغییرشکل‌های بزرگ را تحمل نمایند.

1.3.5. محدودیت تیر و ستون در قاب خمشی ویژه

در طراحی قاب خمشی ویژه فولادی، مبحث دهم محدودیت­ هایی برای تیر و ستون­ ها تعیین می­ کند. محدودیت تیر‌ها و ستون‌ها برای قاب خمشی ویژه در همه موارد به‌جز محدودیت پهنا به ضخامت اجزا مشابه قاب خمشی متوسط است. همان‌طور که در قسمت الف مشاهده می‌شود، تمامی اجزای تیر و ستون در قاب خمشی ویژه باید فشرده لرزه ­ای بوده و حداکثر نسبت پهنا به ضخامت آ­ن­ ها باید با مقدار  λ_hd که در جدول 10-3-2-4 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان آمده است مقایسه شود.

مانند قاب خمشی متوسط، در این قاب­ ها هم استفاده از تیر لانه‌زنبوری به‌عنوان عضو باربر جانبی مجاز نیست و در صورتی سوراخ­کاری در جان این تیرها لازم است سوراخ خارج از ناحیه حفاظت ­شده تیر و در یک ­سوم میانی آن باشد و اطراف سوراخ طبق ضوابط این آیین ­نامه تقویت گردد.

2.3.5. طراحی اتصال تیر به ستون در قاب خمشی ویژه

در قاب‌های خمشی فولادی ویژه، اتصالات تیر به ستون باید به بتوانند تغییرشکل‌های دورانی حداقل 0.04 رادیان را بدون کاهش شدید مقاومت و یا آسیب جدی به سازه تحمل کنند. برای اطمینان از این سطح از شکل­ پذیری، لازم است اتصالات خمشی مورد استفاده در قاب خمشی ویژه تحت آزمایش قرار گیرد و یا از اتصالات گیردار پیش ­تاییدشده که در بخش ­های قبلی معرفی شدند استفاده شود.

در بند 10-3-3-3-8 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان، الزاماتی برای اتصال تیر به ستون در قاب خمشی ویژه تعیین شده است. طبق قسمت الف این بند، مقاومت خمشی و برشی موردنیاز اتصال در قاب خمشی ویژه را می­ توان بر اساس تعادل استاتیکی بارهای ثقلی ضریب­دار در ترکیب با اثرات زلزله محدود به ظرفیت در محل تشکیل مفصل پلاستیک محاسبه کرد. برای محاسبه اثرات زلزله محدود به ظرفیت می ­توان از ضوابط بند 10-3-3-2-5 مبحث دهم استفاده کرد.

طبق قسمت ب بند 10-3-3-3-7، اگر مقطع تیر بین دو ستون ثابت باشد، مقاومت خمشی در محل مفصل پلاستیک بر اساس ترکیبات بارگذاری متعارف محاسبه می­شود. مقاومت خمشی در محل تشکیل مفصل پلاستیک را می­توان از رابطه زیر محاسبه کرد:

C_pr از توضیحات بند 10-3-3-3-6 مبحث دهم، به‌صورت زیر محاسبه می­شود:

مطابق بندهای 10-3-7-6 و 10-3-7-9 مبحث دهم، برای اتصال گیردار تقویت­ نشده جوشی (WUF-W) و اتصال گیردار تقویت­ نشده جوشی با دیافراگم عبوری از ستون (TD-WUFW)، مقدار  برابر با 1.4 درنظر گرفته می­شود.

همچنین بر اساس قسمت الف بند 10-3-3-3-7 برش ناشی از زلزله محدود به ظرفیت در محل مفصل پلاستیک در قاب خمشی ویژه برابر است با:

برش در محل مفصل پلاستیک برابر است با ترکیب برش ناشی از بارهای ثقلی ضریب­دار و برش ناشی از زلزله محدود به ظرفیت، پس برش در محل مفصل پلاستیک قاب خمشی ویژه برابر است با:

نمودار پیکر آزاد تیر – ستون قاب خمشی ویژه و نیروهای برشی و لنگر خمشی در بر ستون و در محل تشکیل مفصل پلاستیک آن در شکل 22 نشان داده شده است. از تعادل استاتیکی مطابق این نمودار پیکر آزاد، می­توان مقاومت برشی موردنیاز اتصال (V_r) و مقاومت خمشی موردنیاز اتصال (M_r) را به‌صورت زیر محاسبه کرد:

شکل 22: نمودار پیکر آزاد تیر- ستون قاب خمشی ویژه

برای مثال اگر در یک قاب خمشی فولادی ویژه از تیر فولادی IPE300 به طول 4 متر و با تنش تسلیم 240 مگاپاسکال استفاده شده باشد، بار مرده و زنده وارد بر تیر به ترتیب 50 و 40 کیلونیوتن بر متر باشد، و اتصال از نوع اتصال گیردار تقویت­ نشده جوشی (WUF-W) باشد، مقاومت خمشی و برشی موردنیاز اتصال با روش LRFD را می ­توان به‌صورت زیر محاسبه کرد:

▪️مقاومت خمشی در محل مفصل پلاستیک:

M_pr = C_pr Ry M_p / α_s

▪️مقدار α_s در روش LRFD برابر است با : α_s = 1

▪️مقدار Ry برای مقاطع نوردشده I شکل برابر است با : Ry =1.2

▪️لنگر پلاستیک مقطع تیر در اتصال از رابطه مقابل محاسبه می شود : M_p = F_y Z

▪️مقدار اساس مقطع پلاستیک (Z) برای مقطع IPE300 از جدول اشتال برابر است با : Z= 628000 mm³

▪️مقدار C_pr  برای اتصال تقویت نشده جوشی برابر است با : C_pr = 1.4

M_pr = (1.4×1.2×628000×240) / 1 = 253209600 N.mm = 253.2 kN.m

▪️برش در محل مفصل پلاستیک:

V_pr = ((αD+βL) × L_h) / 2 + (2M_pr ) / L_h

▪️در اتصال تقویت ­نشده جوشی، محل تشکیل مفصل پلاستیک در بر ستون درنظر گرفته می ­شود : S_h = 0

▪️طول میانی تیر: L_h = 4000 – 2 × 0 = 4000 mm = 4 m

▪️محاسبه بارهای مرده و زنده ضریب دار از ترکیب بار شامل زلزله  1.2D + E + L + 0.2S :

q_u = 1.2 × 50 + 40 = 100 kN/m

V_pr = (100×4) / 2 + (2×253.2) / 4 = 326.6 kN

▪️مقاومت برشی موردنیاز اتصال:

V_r = V_pr + (αD + βL) × S_h

V_r = 326.6 + 100×0 = 326.6 kN

▪️مقاومت خمشی موردنیاز اتصال:

M_r = M_pr  + V_pr × S_h + ((αD+βL) × S_h²) / 2

M_r = 253.2 + 326.6 × 0 + (100×0²) / 2 = 253.2 kN.m

همان ­طور که در محاسبات هم مشخص است، در اتصال گیردار تقویت­ نشده جوشی، چون محل تشکیل مفصل پلاستیک درست در محل اتصال تیر به ستون در بر ستون در نظر گرفته می­شود، پس لنگر و برش محاسبه شده در محل مفصل پلاستیک همان مقاومت برشی و خمشی موردنیاز اتصال هستند.

3.3.5. ورق‌های پیوستگی در قاب خمشی ویژه

ورق‌های پیوستگی معمولاً در راستای بال­ های تیر یا ورق‌های فوقانی و تحتانی اتصال تیر به ستون قرار گرفته و به بال و جان ستون اتصال می­ یابند، هدف از نصب ورق‌های پیوستگی، جلوگیری از کمانش موضعی ستون و تأمین پیوستگی بارهای وارده از تیر به ستون است. شکل 23 نمونه ­ای از ورق­ های پیوستگی در چشمه اتصال را نشان می دهد. یکی از نکات مهمی که نیاز به استفاده از ورق ­های پیوستگی را تعیین می­کند، وقوع انواع کمانش موضعی در محل بار متمرکز است و ورق­ های پیوستگی تحت بارهای متمرکز، در تمامی اتصالات گیردار چه لرزه­ ای و چه غیر لرزه ­ای باید این الزامات مربوطه را تأمین کند.

شکل 23: چشمه اتصال به همراه ورق پیوستگی

همان­ طور که گفته شد، درصورتی‌که جان ستون قادر به تحمل نیروی برشی موجود در چشمه اتصال نباشد باید از ورق‌های تقویتی (ورق‌های مضاعف) برای افزایش مقاومت برشی جان ستون استفاده کرد. الزامات عمومی مربوط به طراحی ورق‌های مضاعف در بند 10-2-9-10 مبحث دهم (الزامات ویژه بال ها و جان مقاطع اعضای تحت اثر بارهای متمرکز) آورده شده است. مبحث دهم در بند 10-3-3-3-10 ضوابطی را برای لرزه­ ای ورق ­های پیوستگی در قاب خمشی ویژه ارائه می­کند. در قسمت­ های الف تا ت این بند مبحث دهم ضوابطی را برای طراحی ورق­ های پیوستگی در شرایط مختلف اتصال تیر به ستون ارائه می­کند. مقاومت موردنیاز اتصال باید مطابق بخش طراحی لرزه ­ای قاب خمشی ویژه که در بخش­ های قبلی ارائه شد، محاسبه شود.

اگر بر اساس شرایط ذکرشده، وجود ورق­ های پیوستگی در قاب خمشی ویژه در برابر بال تیر یا ورق­های پوششی اتصال بال بالا و پایین تیرها ضروری باشد، لازم است طول، پهنا، ضخامت، جوش و نسبت پهنا به ضخامت ورق ­های پیوستگی علاوه بر الزامات بند 10-2-9-10 که در بخش­های قبلی ارائه شد، شرایط 1 تا 6 قسمت ث بند 10-3-3-3-10 مبحث دهم را نیز تأمین کنند.

مطابق این بند، باید شرایط فشردگی ورق­های پیوستگی به‌صورت زیر بررسی شود:

• ورق­ های پیوستگی با یک لبه مقید (مانند ورق ­های پیوستگی در ستون H شکل):

• ورق­ های پیوستگی با دو لبه مقید (مانند ورق­ های پیوستگی در ستون قوطی):

4.3.5. کنترل‌های قاب خمشی ویژه

باتوجه‌ به اینکه اغلب قاب ­های خمشی فولادی در صنعت ساخت­ و­ساز از نوع قاب خمشی با شکل ­پذیری متوسط هستند، الزامات لرزه­ ای و کنترل­ های قاب خمشی متوسط به‌دفعات مورد بررسی قرار گرفته شده و به قا­ب­ های خمشی ویژه فولادی کمتر پرداخته شده است. به همین دلیل در این بخش به طور اختصاصی کنترل ­های قاب خمشی ویژه فولادی بر اساس ویرایش جدید مبحث دهم مقررات ملی به­ صورت مختصر ارائه خواهد شد و با ضوابط توصیه­ شده توسط آیین ­نامه AISC341-22 نیز مورد مقایسه قرار می ­گیرد.

1.4.3.5. کنترل فشردگی لرزه‌ای

همان­ طور که در بخش محدودیت ­های تیر و ستون در قاب خمشی ویژه اشاره شد، تمام اجزای تیر و ستون در قاب خمشی فولادی ویژه باید فشرده لرزه ­ای باشند و نسبت پهنا به ضخامت آ­ن­ ها باید حداکثر برابر با مقدار  λ_hd باشد که مقدار آن برای هر مقطع در جدول 10-3-2-4 مبحث دهم مشخص شده است.

آیین ­نامه AISC341-22 نیز مشابه مبحث دهم، در بند D1.1b به الزامات مربوط به نسبت‌های عرض به ضخامت در اعضای سازه‌ای قاب خمشی با شکل­ پذیری ویژه اشاره دارد و توصیه می ­کند این نسبت مطابق جدول ­های D1.1a و D1.1b به مقدار λ_hd محدود شود.

2.4.3.5. کنترل مهار جانبی

بال­ های تیر در قاب خمشی ویژه همانند قاب خمشی متوسط باید دارای مهار جانبی کافی باشند. مبحث دهم در بند 10-3-2-8-2 محدودیت ­هایی را برای مهار جانبی تیر فولادی تنها، تیر فولادی با دال بتنی متکی بر آن و تیرهای مختلط محاط در بتن در قاب خمشی ویژه تعیین می­ کند.

طبق قسمت الف این بند برای تیر فولادی تنها، در تیر فولادی علاوه بر تأمین الزامات قاب خمشی متوسط، حداکثر فاصله مهارهای جانبی یا پیچشی از رابطه زیر محاسبه می ­شود:

برای مثال اگر IPE360 با تنش تسلیم 240 مگاپاسکال، یک تیر فولادی تنها در قاب خمشی ویژه باشد، حداکثر فاصله مهارهای جانبی آن برابر است با:

▪️شعاع ژیراسیون IPE360 حول محور ضعیف  : r_y = 37.9 mm
▪️مدول الاستیسیته فولاد : E = 2×10⁵ MPa
▪️مقدار Ry برای محاسبه تنش تسلیم مورد انتظار در مقاطع I شکل نوردشده : Ry=1.2
▪️تنش تسلیم فولاد : F_y= 240 MPa

حداکثر فاصله مهارهای جانبی تیر:

L_b = (0.086 r_r E) / (Ry F_y)  →  L_b = (0.086×30.7×2×10⁵) / (1.2×240) = 1833.4 mm

بنابراین، فاصله مهارهای جانبی برای IPE360 به‌عنوان تیر تنها در قاب خمشی فولادی ویژه باید کمتر از 1833.4 میلی­متر باشد.

مبحث دهم در بند 10-3-3-3-4 تاکید می­ کند که تمامی تیرهای باربر لرزه ­ای در قاب خمشی ویژه باید مهار جانبی کافی داشته باشند؛ بنابراین برای محاسبه مقاومت خمشی اسمی این تیرها، حالت حدی کمانش پیچشی جانبی تعیین ­کننده نبوده و مقاومت خمشی اسمی آن­ ها همواره از رابطه زیر محاسبه می ­شود:

M_n = Z F_y

همچنین طبق قسمت ب و پ این بند، در محل­های اعمال بار متمرکز، نواحی تغییر مقطع تیر و نواحی با احتمال تشکیل مفصل پلاستیک، لازم است مهارهای جانبی اضافی برای عضو در نظر گرفته شود و در محل تشکیل مفصل پلاستیک، مهارهای جانبی باید ضوابط مهار جانبی اضافی بند 10-3-2-8-3 همین آیین ­نامه را تأمین کنند.

آیین­ نامه AISC341-22 نیز در بند D1.2b توصیه می کند که حداکثر فاصله مهارهای جانبی تیر در قاب خمشی فولادی ویژه مشابه با مبحث دهم از رابطه L_b = (0.086 r_r E) / (Ry F_y)  محاسبه شود. برای تعیین حداکثر فاصله‌ مهارهای جانبی تیر در قاب خمشی ویژه در این آیین­ نامه، به­ طور محافظ­ کارانه فرض شده است که تیر فقط دارای انحنای یک­ طرفه است. به این معنی که یک انتهای تیر به لنگر پلاستیک می‌رسد، در حالی که انتهای دیگر فقط به نیمی از این مقاومت می‌رسد.

3.4.3.5. کنترل ضابطه تیر ضعیف ستون قوی

ضابطه ستون قوی، تیر ضعیف یک اصل در طراحی سازه با قاب خمشی ویژه است که بر اساس آن در هنگام زلزله، تیرها باید قبل از ستون‌ها وارد ناحیه پلاستیک شوند و تغییرشکل دهند تا انرژی زلزله جذب شود، درحالی­که ستون‌ها سالم باقی بمانند و پایداری کلی سازه حفظ شود. این روش از فروپاشی کلی سازه جلوگیری می‌کند و ایمنی را افزایش می‌دهد.

شکل 24 سه حالت مختلف برای تشکیل مفاصل پلاستیک در یک قاب سازه‌ای هنگام زلزله را نشان می‌دهد و ضابطه ستون قوی، تیر ضعیف را مورد بررسی قرار می ­دهد، در این شکل:

• در حالت الف محل‌های احتمالی برای تشکیل مفاصل پلاستیک، در انتهای تیرها نشان داده شده است. هدف این است که مفاصل پلاستیک در تیرها تشکیل شوند تا انرژی زلزله را جذب کنند و از آسیب به ستون جلوگیری شود.
• در حالت ب پس از وارد شدن نیروهای جانبی، مفاصل پلاستیک در انتهای تیرها شکل‌گرفته و ستون‌ها الاستیک باقی می‌مانند. این حالت ایده‌آل است و ضابطه ستون قوی-تیر ضعیف را رعایت می‌کند، زیرا تیرها انرژی زلزله را جذب کرده و ستون‌ها دچار آسیب جدی نمی­شوند.
• در حالت ج مفاصل پلاستیک در ستون‌ها تشکیل شده‌اند که خطرناک است و ممکن است باعث ناپایداری و فروپاشی سازه شود، زیرا ستون‌ها نباید وارد ناحیه پلاستیک شوند.

به طور خلاصه، شکل نشان می‌دهد که با رعایت ضابطه ستون قوی، تیر ضعیف، مفاصل پلاستیک در تیرها ایجاد می‌شوند که پایداری سازه را در برابر زلزله افزایش می‌دهد.

شکل 24: ضابطه ستون قوی-تیر ضعیف

برای رعایت این ضابطه در قاب‌های خمشی ویژه، لازم است نسبت مجموع مقاومت خمشی تیرها و ستون‌های واردشده به یک گره کنترل شود. ازآنجاکه ستون‌ها نقش به‌مراتب مهم‌تری در حفظ پایداری کل سازه دارند می‌توان نتیجه گرفت که مجموع مقاومت خمشی ستون‌های واردشده به یک گره باید از مجموع مقاومت خمشی تیرهای واردشده به آن گره بیشتر باشد. بند 10-3-3-3-6  شرط ستون قوی-تیر ضعیف را برای قاب خمشی ویژه کنترل می‌کند. هدف آیین‌نامه از بند مذکور این است که ستون‌های یک سازه دیرتر از تیرها دچار خرابی شوند و از فروپاشی ناگهانی سازه تحت زلزله­ های شدید جلوگیری شود. بنابراین به دلیل رعایت این ضابطه، در قاب خمشی فولادی ویژه، ابعاد ستون عموما بزرگ­تر از ستون­ های سایر قاب ­های خمشی است.

ضابطه ستون قوی-تیر ضعیف در مبحث دهم دو تبصره دارد. تبصره اول بیان می­کند که اگر گره ستون مورد بررسی، در تقاطع دو سیستم قاب خمشی قرار داشته باشد، کنترل ضابطه ستون قوی-تیر ضعیف این بند باید حول هر یک از محورهای اصلی ستون انجام شود و مقاومت خمشی اسمی ستون حول هر محور طبق رابطه 10-3-3-3-5 اصلاح شود. همچنین طبق تبصره دو برای ستون­ هایی که شرایط قسمت الف و ب این تبصره را تأمین می­ کنند، رعایت ضابطه ستون قوی-تیر ضعیف الزامی نیست.

آیین ­نامه AISC 341-22 هم در بند E3.4a الزامات کاملاً مشابهی با مبحث دهم برای رعایت ضابطه ستون قوی-تیر ضعیف ارائه می ­کند.

4.4.3.5. کنترل برش چشمه اتصال

برش در چشمه اتصال قاب خمشی ویژه باید الزامات عمومی بند 10-2-9-10-6  مبحث دهم که در آن مقاومت برشی لازم با توجه به مقاومت خمشی موردنیاز اتصال در قاب خمشی ویژه تعیین می­ شود، را تأمین کند. الزامات این بند در ادامه در بخش الزامات ویژه‌ی بال و جان اعضای تحت بار متمرکز و طراحی ورق‌های پیوستگی توضیح داده شده است. در قاب خمشی ویژه، لازم است علاوه بر الزامات عمومی، الزامات مخصوص قاب خمشی ویژه در بند 10-3-3-3-9 مبحث دهم مقررات ملی نیز مورد بررسی قرار گیرد.

طبق این بند، اگر مقاومت برشی چشمه اتصال از مقاومت برشی موردنیاز کمتر باشد، افزودن ورق یا ورق‌های تقویتی الزامی است؛ ضخامت این ورق‌ها باتوجه‌ به اختلاف بین مقاومت برشی موردنیاز و مقاومت برشی موجود تعیین خواهد شد. به ­طورکلی این بند مقاومت موجود چشمه اتصال قاب با شکل ­پذیری ویژه را در سه حالت زیر تعیین می­ کند:

• مقاطع غیر از مقطع قوطی HSS و جعبه­ ای ساخته ­شده از ورق
• مقاطع قوطی HSS و جعبه ­ای ساخته­ شده از ورق که در محل تقاطع دو قاب خمشی قرار دارند
• مقاطع قوطی HSS و جعبه ­ای ساخته­ شده از ورق که در محل تقاطع دو قاب خمشی قرار ندارند

آیین ­نامه AISC341-22 هم در بند E3.6e.1 بر اهمیت تعیین دقیق مقاومت برشی ناحیه چشمه اتصال تأکید دارد و توصیه می­ کند که این مقاومت برشی باید از مجموع مقاومت خمشی موردنیاز در سطح ستون‌ها که از طریق انتقال لنگر از ناحیه تشکیل مفصل پلاستیک ایجاد شده است، محاسبه شود.

قسمت ب بند 10-3-3-3-9 مبحث دهم، ضخامت هر یک از ورق های چشمه اتصال باید بزرگ­تر یا مساوی  90 / ( d_z + w_z ) باشد که در d_z و w_z به ترتیب عمق و پهنای چشمه اتصال هستند، مگر در شرایطی که ورق مضاعف با جوش انگشتانه کافی به جان ستون متصل شده باشد که در این شرایط فقط کافی است که مجموع ضخامت ورق مضاعف و جان ستون این شرایط را تأمین کند. آیین ­نامه AISC341-22 هم در بند E3.6e.2 ضوابط یکسانی را برای ضخامت ورق­ های چشمه اتصال ارائه می­ کند.

4.5. کاربرد نرم‌افزار آیدیا استاتیکا در طراحی اتصالات

طراحی و تحلیل اتصالات سازه‌ها به دلیل نیاز به درک عمیق از رفتار آن‌ها، یکی از دشوارترین زمینه‌های مهندسی محسوب می‌شود. با افزایش پیچیدگی سازه‌ها، نیاز به روش‌های مدرن برای انجام این کار بیش‌ازپیش احساس می‌شود. نرم‌افزار آیدیا استاتیکا (IdeaStatica) یکی از ابزارهای پیشرفته در طراحی و تحلیل اتصالات قاب‌های خمشی فولادی است. این نرم‌افزار به مهندسان سازه کمک می‌کند تا اتصالات پیچیده را به طور دقیق و کارآمد طراحی و بررسی کنند. با ظهور این نرم‌افزار، طراحی اتصالات به طرز چشمگیری تسهیل شده و امکان انجام آن با دقت و سرعت بیشتری فراهم شده است.

در زیر به برخی از مزایای استفاده از آیدیا استاتیکا در طراحی اتصالات قاب خمشی فولادی اشاره می‌شود:

• سرعت و دقت بالا
• قابلیت تحلیل و طراحی اتصالات با اشکال مختلف و مدل‌سازی بدون محدودیت
• رابط کاربری آسان
• سازگاری با آیین‌نامه‌ها
• گزارش‌دهی و مستندسازی

به‌طورکلی، نرم‌افزار آیدیا استاتیکا به‌عنوان یک ابزار قدرتمند در طراحی اتصالات قاب خمشی فولادی، کمک شایانی به بهبود کیفیت و دقت طراحی‌ها می‌کند و فرایند طراحی را تسهیل می‌نماید. برای آشنایی بیشتر با نرم ­افزار آیدیا استاتیکا، مقایسه روش طراحی دستی و نرم­ افزاری، و لزوم استفاده از این نرم ­افزار در کنار سایر نرم افزارهای طراحی سازه می­ توانید به ویدیوی وبینار مربوطه در سبزسازه مراجعه کنید.

6. الزامات ویژه‌ بال و جان اعضای تحت بار متمرکز

یکی از مواردی که ممکن است موجب ایجاد کمانش و ناپایداری موضعی در اعضای سازه ­ای گردد، اعمال نیروهای متمرکز (نقطه­ ای) روی سطح کوچکی از بال یا جان این اعضا است که در صورت لاغری آن مقطع (ضخامت کم ورق بال یا جان) منجر به وقوع پدیده ­های ناپایداری موضعی می­ گردد. انواع ضعف و ناپایداری موضعی تحت بارهای متمرکز در شکل 25 نشان داده شده است.

شکل 25: انواع ضعف و ناپایداری‌های موضعی

بند 10-2-9-10 از مبحث دهم مقررات ملی، به بیان الزاماتی پرداخته است که در آن‌ها اعضای سازه‌ای به‌ویژه جان و بال‌های مقاطع، تحت تأثیر بار متمرکز قرار می‌گیرند. بار متمرکز ممکن است به شکل نیروهای تکی (کششی یا فشاری) یا جفت نیروهای ناشی از لنگر خمشی باشند، که در این حالت، یک نیرو کششی و دیگری فشاری است. این بارها به دلیل اعمال در امتداد عمود بر صفحه بال، شرایط پیچیده‌ای را برای سازه ایجاد می‌کنند که نیازمند تحلیل دقیقی است. برای تأمین ایمنی در برابر بارهای متمرکز، مبحث دهم حالت‌های حدی مختلفی را برای بررسی مقاومت مقاطع تعیین کرده است که در ادامه به هر یک از آن ­ها پرداخته خواهد شد.

به طور خلاصه متناسب با شرایط بارگذاری، یک یا چند پدیده به طور هم ­زمان در تیرها و اتصالات گیردار، مطابق جدول زیر اتفاق می ­افتند؛ بنابراین با شناخت و تسلط بر ماهیت این پدیده­ ها، می­ توان از وقوع آن‌ها جلوگیری نمود.

جدول 2: وقوع انواع عیوب موضعی در تیرها و اتصالات صلب

1.6. خمش موضعی بال در مقابل نیروی متمرکز کششی

این پدیده در بال ستون­ هایی که با اتصالات گیردار به تیر متصل شده­ اند، محتمل است. هنگامی‌که لنگر خمشی انتهای تیر به ستون منتقل می­ شود، به‌صورت زوج نیروی کششی و فشاری بافاصله‌ای معادل ارتفاع مقطع تیر به ستون اثر می ­نماید. در این حالت، اگر ضخامت بال ستون کافی نباشد، تحت اثر نیروی کششی دچار انحنا شده و اصطلاحاً خم می­شود. این خمش باعث کنده شدن اتصال جوشی می­شود که بسیار خطرناک و نامطلوب است. هرگونه تغییرشکل ناخواسته موجب کاهش عملکرد لرزه ­ای عضو سازه­ ای مهمی مانند ستون می­ شود.

❓چطور می­ توان از بروز پدیده­ خمش موضعی پیشگیری نمود؟

برای درک این موضوع باید عوامل مؤثر بر اتصال را تجزیه‌وتحلیل کرد تا به کمک تقویت آن‌ها، بتوان از بروز این خمش ناخواسته جلوگیری کرد. همان‌طور که در شکل زیر نشان داده شده است، بال کششی تیر و بال ستون در این اتصال، درگیر هستند. حال اگر عرض بال تیر در مقایسه با عرض بال ستون، ناچیز باشد، نیروی کششی که به ستون منتقل می­ شود، ناچیز است و قدرت خم کردن بال ستون را ندارد و مستقیماً به جان ستون منتقل می ­شود.

شکل 26: بال ستون تحت اثر کشش ناشی از لنگر خمشی انتقالی از تیر

مبحث دهم مقررات ملی ساختمان نیز باتوجه‌به این موضوع، تنها کنترل خمش موضعی بال ستون­ هایی را الزام نموده است که به تیرهایی با عرض قابل‌ملاحظه (بزرگ‌تر یا مساوی 15% عرض بال ستون) متصل باشند.

از طرف دیگر، اگر اتصال خمشی متعلق به ستون طبقه­ آخر باشد (فاصله­ نیروی متمرکز کششی از انتهای ستون، کمتر از 10 برابر ضخامت بال ستون باشد)، به دلیل اینکه امکان خم شدن موضعی بال ستون کاهش می­ یابد، یک تخفیف 50% در تعیین مقاومت طراحی خمش موضعی بال ستون، در نظر گرفته‌شده است.

در مواردی که مشمول این کنترل هستند، برای تعیین کفایت ضخامت بال ستون رابطه­ زیر باید برقرار باشد:

2.6. تسلیم موضعی جان در مقابل نیروی متمرکز کششی و فشاری

یکی دیگر از نقص ­هایی که ممکن است به‌صورت موضعی در اعضای سازه­ ای (تیر یا ستون) تحت بار متمرکز (کششی یا فشاری تکی یا زوج نیروی کششی و فشاری) رخ دهد، تسلیم موضعی جان است. درصورتی‌که ضخامت (t_w) یا تنش تسلیم جان (F_yw)، کم باشد یا بار متمرکز در طول کوچکی (l_b) اعمال شود، جان عضو در محدوده­ نزدیک به بار متمرکز، دچار تسلیم موضعی می­ شود و ظاهری متورم پیدا می­ کند. راه‌حل پیشگیری از این پدیده، رعایت ضوابط بند 10-2-9-10-2 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان است.

مطابق شکل فوق، طول تأثیر بار متمرکز (l_b) در مورد ستون، برابر باضخامت بال تیر است؛ اما برای تیر، طول قسمت نشیمن بار متمرکزی است که در راستای جان تیر اعمال می­ شود. این حالت در مواقعی که از اتصال ساده­ تیر با نبشی نشیمن استفاده شود یا در مواقعی که به‌صورت غیراصولی، ستونی را روی تیر طبقه اجرا نمایند، رخ می­دهد که بسیار خطرناک است.

کنترلی که طراح سازه باید انجام دهد، بستگی به فاصله­ محل اعمال بار متمرکز از انتهای عضو موردنظر دارد. به‌طورکلی دو حالت زیر، محتمل است:

1- وقتی بار متمرکز، تقریباً در میانه­ عضو (تیر یا ستون) وارد شود.

2- وقتی بار متمرکز، تقریباً در انتهای عضو (تیر یا ستون) وارد شود.

برای مقابله با تسلیم موضعی جان، باید رابطه­ زیر برقرار باشد:

منظور از عضو در روابط فوق، ستون یا تیری است که تحت این پدیده­ موضعی دچار آسیب خواهد شد.

شکل 27: تعیین پارامتر K

3.6. چروکیدگی موضعی جان در مقابل نیروی متمرکز فشاری

عامل دیگری که باید هنگام طراحی عضو سازه­ای بررسی شود، امکان چروکیدگی موضعی جان در معرض نیروی متمرکز فشاری است که ممکن به‌صورت تکی یا مؤلفه‌ فشاری یک زوج نیرو اعمال گردد. رعایت ضوابط بند 10-2-9-10-3 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان الزامی است.

تفاوت چروکیدگی موضعی جان با تسلیم موضعی جان عبارت است از:

1- در حالت تسلیم، هر دونیروی متمرکز کششی و فشاری دخیل هستند؛ اما چروکیدگی موضعی جان، فقط تحت اثر نیروی فشاری رخ می ­دهد.

2- جان در اثر تسلیم موضعی، متورم می‌شود؛ اما در اثر چروکیدگی موضعی، دچار اعوجاج می­ شود.

برای کنترل چروکیدگی موضعی جان، باید روابط زیر برقرار باشد:

در این حالت نیز باتوجه‌به فاصله­ محل اعمال بار متمرکز تا انتهای عضو، دو حالت برای تعیین مقاومت اسمی محتمل است.

4.6. کمانش جانبی جان در مقابل یک جفت‌نیروی متمرکز فشاری

این پدیده در مورد تیرهای تحت اثر بار فشاری متمرکز اتفاق می­ افتد. متناسب با مهارشدگی بال فشاری تیر، دو نوع کمانش فشاری با انتقال و دوران با صرفاً انتقال محتمل است. برای پیشگیری از این پدیده­ ها رعایت ضوابط بند 10-2-9-2-10-4 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان الزامی است.

5.6. کمانش فشاری جان در مقابل یک جفت‌نیروی متمرکز فشاری

شرط اصلی وقوع این پدیده، اعمال نیروی فشاری از دو سمت ستون و به‌صورت تقریباً مقابل هم می­ باشد. در اثر این فشار محوری، جان ستون دچار کمانش و تغییرشکل خواهد شد. پس باید در چنین مواردی، کنترل­ های بند 10-2-9-10-5 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان در طراحی ستون اعمال گردند.

6.6. برش در چشمه اتصال

بند 10-2-9-10-6  به الزامات برش در چشمه اتصال اشاره دارد و شامل شرایطی است که نیروهای متمرکز در چشمه اتصال و روی یک یا هر دو بال‌ عضو متصل‌شونده اثر می‌کنند. در چنین حالتی، الزامات طراحی برای چشمه اتصال باید به‌گونه‌ای باشد که توانایی تحمل نیروی برشی حاصل از این زوج نیرو را داشته باشد. در این بند، نحوه اثرگذاری تغییرشکل‌های غیرالاستیک بر روی طراحی چشمه اتصال مورد توجه قرار گرفته است، و بر اساس اینکه آیا این آثار در تحلیل منظور شوند یا خیر، ضوابط مربوط به طراحی نیز متفاوت خواهد بود.

این بند دو تبصره هم دارد. تبصره اول بیان می ­کند که باید طراحی ستون‌های قوطی‌شکل (HSS) و جعبه‌ای به‌گونه‌ای در نظر گرفته شود که نیاز به ورق‌های تقویتی یا سخت‌کننده‌های قطری در چشمه اتصال نباشد. همچنین تبصره دوم مربوط به ستون‌هایی با مقطع صلیبی است و نحوه محاسبه مقاومت برشی در چشمه اتصال این مقاطع را مشخص می‌کند.

7.6. الزامات تکمیلی سخت‌کننده‌های عرضی در مقابل نیروهای متمرکز

اگر بر اساس ضوابط ذکرشده، لازم باشد که در جان عضو سخت­ کننده­ های عرضی یا قطری قرار گیرد، باید ضوابط تکمیلی سخت­ کننده ­ها در مقابل بارهای متمرکز مطابق بند 10-2-9-10-8 مبحث دهم مقررات ملی ساختمان رعایت شود. طبق این بند، سخت ­کننده ­های عرضی باید تمام ­عمق باشند، به این معنی که باید تمام ارتفاع آزاد جان را پر کنند. همچنین در این بند ضوابط مربوط به مقاومت، جوشکاری و تعیین ابعاد سخت ­کننده ­های عرضی مورد بررسی قرار گرفته است.

7. پرسش و پاسخ

8. جمع بندی

در این مقاله، به بررسی و تحلیل سیستم‌ قاب خمشی فولادی پرداخته شد که یکی از سیستم ­های مؤثر برای سازه‌های مقاوم در برابر زلزله شناخته می‌شود و با معرفی انواع مختلف قاب‌ خمشی، شامل قاب خمشی معمولی، متوسط و ویژه، و مقایسه ویژگی‌های آن‌ها از جنبه‌های مختلفی همچون شکل‌پذیری، محدودیت‌های دریفت و ارتفاع، و دامنه کاربرد درک بهتری از نحوه عملکرد و انتخاب مناسب این سیستم‌ها در پروژه‌های عمرانی به دست آمد.

باتوجه‌ به اهمیت اتصالات تیر به ستون در ایمنی و کارایی سازه، نکات طراحی و الزامات مربوط به اتصالات خمشی و گیردار نیز مورد بررسی قرار گرفت و در نهایت، الزامات طراحی لرزه­ای در انواع قاب خمشی و به طور اختصاصی برای قاب خمشی فولادی ویژه ارائه شد. امید است که این مطالب، راهگشای مهندسان و طراحان در بهبود و ارتقای کیفیت طراحی سازه‌های قاب خمشی فولادی باشد.

9. منابع

1. کتابخانه آنلاین عمران
2. مبحث دهم مقررات ملی ساختمان، ویرایش سال 1401
3. آیین ­نامه طراحی ساختمان­ ها در برابر زلزله، استاندارد 2800
4. کتاب راهنمای جوش و جوشکاری در ساختمان­ های فولادی، وزارت راه و شهرسازی، ویرایش 1390
5. دکتر مسعود حسین ­زاده اصل، “طراحی سازه­ های فولادی”
6. دکتر گرامی، “طراحی کاربردی سازه­ های فولادی”، جلد دوم.
7. دکتر مجتبی ازهری، دکتر سید رسول میرقادری، ” طراحی سازه‌های فولادی به روش حالات حدی و مقاومت مجاز”، جلد ششم.
8. دکتر مجتبی ازهری، دکتر سید رسول میرقادری، ” طراحی سازه‌های فولادی به روش حالات حدی و مقاومت مجاز”، جلد پنجم.
9. Specification for Structural Steel Buildings, AISC 341-22
10. Specification for Structural Steel Buildings, AISC 360-22

• مطلبی میخواهید که نیست ؟ از ما بپرسید تا برایتان محتوا رایگان تولید کنیم!

• ارسال سوال برای تولید محتوا