new5

ارزیابی ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی با شکل‌پذیری ویژه با اتصالات تیر

توضیحات

150 صفحه

فایل word

چکیده
فلسفه کاربرد ضریب رفتار در آیین نامه‌های طراحی لرزه ای سازه ها، احتساب توانایی سازه در اتلاف انرژی وارد شده به آن از طریق تغییر شکل های فرا ارتجاعی می باشد. فرم آیین نامه ای این ضریب فقط -به نوع سیستم سازه ای وابسته است و آیین نامه زلزله ایران، استاندارد 2800 نیز برای قاب‌های خمشی فولادی ویژه فقط یک ضریب رفتار را ارائه نموده است. این در حالی است که میزان توانایی سازه در اتلاف انرژی زلزله علاوه بر نوع سیستم سازه‌ای به انواع پارامترهای سازه ای از جمله نوع اتصال تیر به ستون و تعداد طبقات و غیره نیز وابسته است. بنابراین هدف از انجام این تحقیق، ارزیابی اثر نوع اتصال قاب‌های خمشی فولادی ویژه رایج و RBS و همچنین اثر ارتفاع و تعداد دهانه بر روی ضریب رفتار این قابها می باشد. به این منظور ابتدا اتصال RBS به عنوان یکی از اتصالات پیشنهادی بعد از زلزله نورثریج به همراه خصوصیات آن معرفی می گردد. سپس به بررسی مفهوم ضریب رفتار پرداخته و چند روش برای تعیین ضریب رفتارسازه ها و پارامترهای موثر در آنها معرفی شده است. در ادامه قاب‌های خمشی فولادی با تعداد دهانه‌های سه، جهار، پنج و شش و تعداد طبقات سه، شش، نه، دوازده مطابق آیین نامه‌های ابران طراحی شده و سپس با دو نوع اتصال رایج و RBS با برش شعاعی دربال با نرم افزار PERFORM 3D تحلیل استاتیکی غیر خطی شده اند. سپس ضرایب رفتار قاب‌های مورد نظر محاسبه، مقایسه وتفسیر ‌ند. نتایج نشان می دهد که تغییر نوع اتصال از رایج به RBS باعث افزایش ضریب رفتار این قابها شده و همچنین افزایش تعداد طبقات نیز منجر به افزایش ضریب رفتار قاب خمشی فولادی ویژه می گردد.
کلمات کلیدی:
ضریب رفتار، قاب خمشی فولادی ویژه، اتصال RBS، تحلیل استاتیکی غیرخطی.

 

 

فهرست مطالب

فصل اول: مقدمه 1
1-1-تعریف 1
1-2- اهمیت موضوع 3
1-3- سوالات یا فرضیات تحقیق 5
1-4- هدف تحقیق 5
1-5- روش تحقیق 6
1-6- مراحل تحقیق 6
1-7- ساختار پایان نامه 6
فصل دوم: مروری بر پیشینه‌ی تحقیق 8
2-1- مقدمه 8
2-2-لزوم طراحی لرزهای ساختمانها در مناطق لرزه خیز 8
2-2-مروری کلی بر سیستم قاب خمشی فولادی 9
2-4- عملکرد قاب خمشی فولادی در زلزله‌های گذشته 12
2-4-1- عملکرد قاب‌های خمشی فولادی قبل از زلزله نورثریج 1994 12
2-4-2- رفتار قاب‌های خمشی فولادی در زلزله نورثریج 1994 13
2-4-3- تحقیقات انجام شده پس از زلزله نورثریج 16
2-4-4 -نتایج تحقیقات انجام شده پس از زلزله نورثریج 18
2-4-5- اتصالات پیشنهادی برای رفع مشکل پیشآمده در زلزله نورثریج 20
2-4-5-1- چند نمونه از اتصالات دارای پیکربندی تقویت شده: 20
2-4-5-2- بررسی اتصالات با مقطع تیر ضعیف شده (RBS) به عنوان یکی دیگر از نتایج اصلی تحقیقات پس از زلزله نورثریج 23
2-4-5-2-1- اتصال با مقطع تیر کاهش یافته در بال (RBS) 24
2-4-5-2-2-مزایای هندسه اتصال RBS 25
2-4-5-2-3- بررسی اثرRBS در جلوگيري از ترد شكني اتصال و كنترل تنشها در بر ستون 26
2-4-5-2-4-بهسازي و تقويت اتصالات خمشي ساختمانهاي موجود با استفاده از RBS 27
2-5-7- خلاصه و نتیجه‌گیری 29
فصل سوم: مبانی ضریب رفتار و روش‌های محاسبه آن 31
3-1: مقدمه 31
3-2- تعریف ضریب رفتار 33
3-3- روش‌های محاسبه‌ی ضریب رفتار 35
3-3-1- روش طيف ظرفيت فريمن 35
3-3-2- روش ضريب شكل پذيري يانگ 37
3-3-3- روش تئوري شكل پذيري 44
3-3-4- روش انرژي 45
3-4- مقایسه روش‌های محاسبه ضریب رفتار 46
3-5-روش محاسبه ضريب رفتار در اين پژوهش 46
3-6- خلاصه و نتیجه‌گیری 49
فصل سوم: برنامه آزمایشگاهی 50
4-1- مقدمه 50
4-2- پارمترهای مورد بررسی در تحقیق 50
4-3- معرفی نرم‌افزارهای مورد استفاده 51
4-3-1-معرفی نرم افزار SAP 2000 51
4-3-2-معرفی نرم افزار PERFORM 3D 51
4-4- انتخاب قاب‌ها 52
4-4-1-هندسه و بارگذاری قاب‌های مورد بررسی 52
4-5-طراحی قاب‌ها 52
4-5-1- طراحی اولیه قاب‌ها 52
4-5-2-مدل سازی قاب‌ها در نرم افزار PERFORM 3D 53
4-5-2-1- صحت سنجی نرم افزار PERFORM 3D 53
4-5-2-2- شرایط اولیه مدل سازی در PERFORM 3D 56
4-5-2-3- پارامترها و روابط مورد استفاده در مدل سازی اتصال RBS 56
4-5-2-4- المان‌های استفاده شده 57
4-5-3-ملاحظات تحليل غيرخطي سيستم قاب خمشی ویژه 57
4-5-3-1- اثر P-∆ 57
4-5-3-2- جابجایی ماکزیمم قاب‌ها 58
4-6- محاسبه ضرایب رفتار قاب‌ها 58
4-6-1- توضیحاتی در مورد نحوه تحلیل استاتیکی غیرخطی، رسم منحنی ظرفیت و استخراج نتایج از آن 58
4-6-1-1 – تحلیل استاتیکی غیرخطی 58
4-6-1-2- منحنی ظرفیت 58
4-6-1-2-1-رسم منحنی ظرفیت 58
4-6-1-2-3-تغییر مکان هدف 60
4-6-1-2-4- رسم منحنی‌ها و استخراج نتایج 60
4-6-2-بررسی ضریب رفتار قاب‌های سه طبقه با تعداد دهانه‌های متفاوت 61
4-6-2-1- ضریب رفتار قاب خمشی ویژه- سه طبقه سه دهانه (3S-3B) 61
4-6-3- بررسی ضریب رفتار قاب‌های شش طبقه با تعداد دهانه‌های متفاوت 63
4-6-3-1- ضریب رفتار قاب خمشی ویژه شش طبقه سه دهانه (6S-3B) 63
4-6-4- بررسی ضریب رفتار قاب‌های نه طبقه با تعداد دهانه‌های متفاوت 65
4-6-4-1-ضریب رفتار قاب خمشی ویژه نه طبقه سه دهانه (9S-3B) 65
4-6-5- بررسی ضریب رفتار قاب‌های 12 طبقه با تعداد دهانه‌های متفاوت 67
4-6-5-1-ضریب رفتار قاب خمشی ویژه دوازده طبقه سه دهانه (12S-3B) 67
4-7- استخراج نتایج از تمامی قاب‌ها با طبقات و دهانه‌های مختلف و مقایسه ضرایب رفتارآنها با رسم نمودار 69
4-7-1- بررسی اثر تغییر نوع اتصال قاب‌هایخمشی ویژه از اتصال رایج به RBS بر روی ضریب رفتار 72
4-7-2- بررسی اثر افزایش تعداد دهانه برروی ضریب رفتار قاب‌هایخمشی ویژه با اتصالات رایج وRBS 75
4-7-3- بررسی اثر افزایش تعداد طبقات بر روی ضریب رفتار 77
فصل پنجم: جمع‌بندی و پیشنهادها 80
5-1- مقدمه 80
5-2- جمع‌بندی و نتیجه گیری 80
5-3- نوآوری 81
5-4- پیشنهادها 82
پیوست 1 83
پیوست 2 91
پیوست 2 118
مراجع 121

 

فهرست جداول

جدول 4-1: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه سه دهانه-رایج (3S-3B-P-U) 62
جدول 4-2: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه سه دهانه-(3S-3B-RBS-U)RBS 63
جدول 4-3: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه،شش طبقه سه دهانه-رایج (6S-3B-P-U) 64
جدول 4-4: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه سه دهانه-(3S-6B-R-U)RBS 64
جدول 4-5: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه،نه طبقه سه دهانه-رایج (9S-3B-P-U) 66
جدول 4-6: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه سه دهانه-(9S-3B-R-D)RBS 66
جدول 4-7: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه،دوازده طبقه سه دهانه-رایج (12S-3B-P-U) 67
جدول 4-8: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، دوازده طبقه سه دهانهRBS-(12S-3B-RBS-U) 68
جدول 4-9: نتایج حاصل از تحلیل قاب‌های خمشی ویژه با تعداد طبقات ودهانه‌های مختلف با اتصالات رایج 69
جدول 4-10: نتایج حاصل از تحلیل قاب‌های خمشی ویژه با تعداد طبقات ودهانه‌های مختلف با اتصالات RBS 70
جدول 4-11: نتایج حاصل از تحلیل قاب‌های خمشی ویژه با تعداد دهانه‌ها وطبقات مختلف با اتصالات رایج 71
جدول 4-12: نتایج حاصل ازقاب‌های خمشی ویژه با تعداد دهانه‌ها وطبقات مختلف با اتصالات RBS 72
جدول پ1-1: (3S-3B) 84
جدول پ1-2: (3S-4B) 84
جدول پ1-3: (3S-5B) 84
جدول پ1-4: (3S-6B) 84
جدول پ1-5: (6S-3B) 85
جدول پ1-6: (6S-4B) 85
جدول پ1-7: (6S-5B) 85
جدول پ1-8: (6S-6B) 86
جدول پ1-9: (9S-3B) 86
جدول پ1-10: (9S-4B) 87
جدول پ1-11: (9S-5B) 87
جدول پ1-12: (9S-6B) 88
جدول پ1-13: (12S-3B) 88
جدول پ1-14: (12S-4B) 89
جدول پ1-15: (12S-5B) 89
جدول پ1-16: (12S-6B) 90
جدول پ2-1: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه چهار دهانه-متداول(3S-4B-P-U) 92
جدول پ2-2: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه چهار دهانه-(3S-4B-R-U)RBS 92
جدول پ2-3: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه پنج دهانه-متداول(3S-5B-P-U) 94
جدول پ2-4: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه پنج دهانه-(3S-5B-R-U)RBS 94
جدول پ2-5: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه شش دهانه-متداول(3S-6B-P-U) 95
جدول پ2-6: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، سه طبقه شش دهانه-(3S-6B-R-U)RBS 96
جدول پ2-7: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه چهار دهانه-متداول(6S-4B-P-U) 98
جدول پ2-8: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه چهار دهانه-(6S-4B-R-U)RBS 99
جدول پ2-9: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه پنج دهانه-متداول(6S-5B-P-U) 101
جدول پ2-10:تایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه پنج دهانه-(6S-5B-R-U)RBS 101
جدول پ2-11: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه شش دهانه-متداول (6S-6B-P-U) 103
جدول پ2-12: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، شش طبقه شش دهانه-(6S-6B-R-U)RBS 103
جدول پ2-13: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه چهار دهانه-متداول(9S-4B-P-D) 104
جدول پ2-14: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه چهار دهانه-(9S-4B-R-U)RBS 106
جدول پ2-15: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه پنج دهانه-متداول(9S-5B-P-D) 108
جدول پ2-16: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه پنج دهانه-(9S-5B-R-U)RBS 108
جدول پ2-17: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه شش دهانه-متداول(9S-6B-P-D) 110
جدول پ2-18: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، نه طبقه شش دهانهRBS-(9S-6B-RBS-U) 110
جدول پ2-19: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، دوازده طبقه چهار دهانه-متداول (12S-4B-P-U) 112
جدول پ2-20: تایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، دوازده طبقه چهار دهانهRBS-(12S-4B-RBS-U) 112
جدول پ2-21: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، دوازده طبقه پنج دهانه-متداول(12S-5B-P-D) 114
جدول پ2 -22: نتاایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، دوازده طبقه پنج دهانهRBS-(12S-5B-RBS-U) 114
جدول پ2-23: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه،دوازده طبقه شش دهانه-متداول(12S-6B-P-U) 115
جدول پ2-24: نتایج حاصل از منحنی ظرفیت قاب خمشی ویژه، دوازده طبقه شش دهانهRBS-(12S-6B-RBS-U) 117
جدول پ3-1: فرمول‌های آماری پیشنهادی برای ضریب رفتار قاب خمشی فولادی ویژه با تعداد طبقه ثابت و تعداد دهانه متغییر دارای اتصالات رایج وRBS. 118
جدول پ3-2: فرمول‌های آماری پیشنهادی برای ضریب رفتار قاب خمشی فولادی با تعداد دهانه ثابت و تعداد طبقه متغییر دارای اتصالات رایج وRBS. 119

 

 

فهرست اشکال

شکل2-1: یک نمونه ساختمان با قاب خمشی 10
شکل 2-2: مکان احتمالی تشکیل مفصل پلاستیک در تیر (تغییر شکلهای ماندگار) 11
شکل 2-3: یک نوع از اتصالات خمشی رایج قبل از زلزله نورثریج 13
تصویر 2-4: شکست در جوش بال تیر به بال ستون در طی زلزله نورثریج. 15
شکل 2-5: تصویر شکست بال ستون در جوش بال تیر به بال ستون در طی زلزله نورثریج 16
شکل 2- 6: چند نمونه از اتصالات ماهیچهای 21
شکل 2-7: اتصال با ورق پوششی 22
شکل 2-8: جزئیات اتصال با صفحات کناری 23
شکل2-9: انواع اتصالات RBS 25
شکل2-10: مشخصات كلي نمونه‌ها 27
شکل 2-11: جزئيات نمونه‌هاي آزمايشي چن و تو. 28
شکل 2-12: رفتار هيسترزيس نمونه‌هاي آزمايش شده توسط چن و تو. 28
شکل 2-13: طرح بهسازي پيشنهادي يانگ و همكاران. 29
شکل3-1: طيف نيروهاي وارده بر سازه در دو حالت ارتجاعي و غيرارتجاعي 37
شکل 3-2: رفتار كلي يك سازه متعرف 38
شکل 3-4: مدل رفتاري ساده شده براي سيستم يك درجه آزاد 45
شکل4-1: دو نمونه از قاب‌های خمشی فولادی 53
شکل4-2: نمایی کلی از آزمایش انجام شده والگوی بارگذاری اعمال شده در آن 55
شکل4-3: پارامترهای استفاده شده برای RBS در آزمایش پاچومیس 55
شکل 4-4: منحنی‌های لنگرخمشی –دوران مدل آزمایشگاهی و مدل نرم افزاری 55
شکل 4-3: یک نمونه از اتصال RBS به همراه مشخصات و پارامترهای آن‌ها 57
شکل 4-4: منحنی ظرفیت یکی از قاب‌های مورد بررسی در حالت کلی 60
شکل 4-5: قاب خمشی سه طبقه سه دهانه 61
شکل 4-6: (3S-3B-P-U) 62
شکل 4-7: (3S-3B-RBS-U) 62
شکل 4-8: قاب خمشی شش طبقه سه دهانه 63
شکل 4-9: (6S-3B-P-R) 63
شکل 4-10: (6S-3B-RBS-U) 64
شکل 4-11: قاب خمشی نه طبقه سه دهانه (9S-3B) 65
شکل 4-12: (9S-3B-P-U) 65
شکل 4-13: (9S-3B-RBS-D) 66
شکل 4-14: قاب خمشی دوازده طبقه سه دهانه (12S-3B) 67
شکل 4-15: (12S-3B-P-U) 68
شکل 4-16: (12S-3B-RBS-D) 68
شکل 4-17: تاثیرتغییر نوع اتصال از رایج به RBS بر روی ضریب رفتار قاب‌های سه طبقه 73
شکل 4-18: تاثیرتغییر نوع اتصال از رایج به RBS بر روی ضریب رفتار قاب‌های شش طبقه 73
شکل 4-19: تاثیرتغییر نوعاتصال از رایج به RBS برروی ضریب رفتار قاب‌های نه طبقه 74
شکل 4-20: تاثیر تغییر نوع اتصال از رایج به RBS بر روی ضریب رفتار قاب‌های دوازده طبقه 74
شکل 4-21: تاثیر افزایش تعداد دهانه برروی ضریب رفتار قاب‌های سه طبقه 75
شکل 4-22: تاثیر افزایش تعداد دهانه برروی ضریب رفتار قاب‌های شش طبقه 76
شکل 4-23: تاثیر افزایش تعداد دهانه بر روی ضریب رفتار قاب‌های نه طبقه 76
شکل 4-24: تاثیر افزایش تعداد دهانه بر روی ضریب رفتار قاب‌های دوازده طبقه 77
شکل 4-25: تاثیر افزایش تعداد طبقات بر روی ضریب رفتار قاب‌های سه دهانه 78
شکل 4-26: تاثیر افزایش تعداد طبقات بر روی ضریب رفتار قاب‌های چهار دهانه 78
شکل 4-27: تاثیر افزایش تعداد طبقات بر روی ضریب رفتار قاب‌های پنج دهانه 79
شکل 4-28: تاثیر افزایش تعداد طبقات بر روی ضریب رفتار قاب‌های شش دهانه 79
شکل پ2-1: قاب خمشی سه طبقه چهار دهانه 91
شکل پ2-2: (3S-4B-P-U) 91
شکل پ2-3: (3S-4B-RBS-U) 92
شکل پ2-4: قاب خمشی سه طبقه پنج دهانه 93
شکل پ2-5: (3S-5B-P-D) 93
شکل پ2-6: (3S-5B-RBS-D) 94
شکل پ2-7: قاب خمشی سه طبقه شش دهانه 95
شکل پ2-8: (3S-6B-P-D) 96
شکل پ2-9: (3S-6B-RBS-U) 97
شکل پ2-10: قاب خمشی شش طبقه چهار دهانه (6S-5B) 97
شکل پ2-11: (6S-4B-P-D) 98
(6S-4B-RBS-U) شکل پ2-12: 99
شکل پ2-13: قاب خمشی شش طبقه چهار دهانه (6S-5B) 100
شکل پ2-14: (6S-5B-P-U) 100
شکل پ2-15: (6S-5B-RBS-U) 101
شکل پ2-16: قاب خمشی شش طبقه شش دهانه (6S-6B) 102
شکل پ2-17: (6S-6B-P-U) 102
شکل پ2-18: (6S-6B-RBS-U) 103
شکل پ2-19: قاب خمشی نه طبقه چهار دهانه (9S-4B) 104
شکل پ2-20: (9S-4B-P-D) 105
شکل پ2-21: (9S-4B-RBS-D) 106
شکل پ2-22: قاب خمشی نه طبقه پنج دهانه (9S-5B) 107
شکل پ2-23: (9S-5B-P-D) 107
شکل پ2-24: (9S-5B-RBS-D) 108
شکل پ2-25: قاب خمشی نه طبقه پنج دهانه (9S-6B) 109
شکل پ2-26: (9S-6B-P-D) 109
شکل پ2-27: (9S-6B-RBS-D) 110
شکل پ2-28: قاب خمشی دواززده طبقه چهار دهانه (12S-4B) 111
شکل پ2-29: (12S-4B-P-D) 111
شکل پ2-30: (12S-4B-RBS-D) 112
شکل پ2-31: قاب خمشی دواززده طبقه پنج دهانه (12S-5B) 113
شکل پ2-32 : (12S-5B-P-D) 113
شکل پ2-33: (12S-5B-RBS-D) 114
شکل پ2-34: قاب خمشی دواززده طبقه شش دهانه (12S-6B) 115
شکل پ2-35: (12S-6B-P-D) 116
شکل پ2-36: (12S-6B-RBS-D) 116

 

فصل اول: مقدمه

فصل اول

مقدمه

1-1-تعریف

یکی از مناطق لرزه خیز دنیا کمربند آلپ هیمالیا یا آلپاید است که ۱۵ درصد زلزله های دنیا در این کمربند رخ می دهد.کشور ایران نیز در این کمربند واقع شده و بطور متوسط هر سال یک زلزله ی بالای ۶ ریشتر و هر ۵ سال یک زلزله‌ی بالای ۷ ریشتر رخ می دهد. ۸۰ درصد شهرهای کشور دارای خطر نسبی لرزه ای بالا هستند و در قرن بیستم بیش از ۸۰ درصد تلفات انسانی ایران از بلایای طبیعی، بر اثر زلزله بوده است [1]. زلزله پدیده ایست طبیعی و غیر قابل پیش بینی که در طول تاریخ خسارات جانی و مالی زیادی به انسان‌ها واردکرده است. علاوه بر تلفات اقتصادی، زلزله ها لطمات انسانی، اجتماعی وروانی فوق العاده زیادی به جوامع وارد می‌کنند که متاسفانه آمارها به بررسی کامل و همه جانبه آنها نمی‌پردازند و فقط به بررسی کمی و عددی خسارات مالی و تعداد کشته و زخمی‌ها می پردازند. کشور ما نیز از این بلای طبیعی هیچگاه درامان نبوده و نخواهد بود. تحقیقات نشان داده‌اند که عمده‌ترین عامل چنین تلفاتی عدم رعایت اصول مهندسی در مراحل مختلف طراحی و اجرای سازه‌ها می‌باشد. متاسفانه به دلایلی می توان گفت بسیاری از سازه‌های موجود در کشور ما دارای چنین مشکلاتی هستند. به عنوان مثال می‌توان به زلزله‌های شدید چند سال اخیر در ایران اشاره نمود که باتلفات و خسارات جانی و مالی شدیدی همراه بوده است. این تلفات گسترده خود شاهدی بر احداث غیراصولی سازه‌ها در ایران می‌باشند. لازم به ذکر است که قدرت اقتصادی کشورها و نحوه ی توزیع ثروت و میزان توسعه یافتگی هر کشور عامل بسیار تاثیرگذاری در چگونگی مواجه جوامع با خطر زلزله در هنگام ساخت و ساز می باشد. تلفات شدید زلزله‌ها در مناطق توسعه نیافته جهان وکاهش این تلفات درکشورهای ثروتمند جهان شاهدی بر این مدعی است. با این توضیحات درمی یابیم که توجه به اصول مهندسی در احداث سازه‌ها، امری حیاتی برای جلوگیری از وارد شدن خسارات شدید انسانی و اقتصادی و اجتماعی در صورت وقوع زلزله بوده و برای پیشرفت کشور امری بسیار ضروری می باشد.
در كنار شناخت ماهيت زلزله و نحوه وارد آوردن نيرو به ساختمان ها، همواره آنچه نيروي زلزله بر آن وارد مي شود يعني خود ساختمان و سيستمي‌كه باید مقاومت لازم در برابر قدرت ارتعاشات را داشته باشد مورد توجه مهندسين بوده است. رشد و توسعه انواع سيستم هاي سازه اي از ساختمان هاي خشتي قدیمی تا آسمان خراش های امروزی، از مصرف خشت و چوب تا طراحي قاب‌هاي لرزه بر با استفاده از بتن و فولاد و امروزه مصالح تركيبي (كامپوزيت) و جداکننده ها و میراگرها همگي گواه اين مسئله مي باشند.
پیشرفت‌هایی که در زمینه دانش مهندسی ساختمان انجام شده همراه با بهبود تکنولوژی‌های آزمایشگاهی کمک زیادی به صنعت ساختمان سازی نموده‌اند. اما بهترین آزمایشگاه برای این صنعت، زلزله هایی می‌باشند که هراز چند گاهی رخ می‌دهند و روش‌های موجود طراحی و اجرای سازه ها را تحت آزمایش قرارداده و نقاط ضعف و قوت آنهارا آشکار می‌سازند. این موارد در نهایت منجر به بهبود و ارتقای آیین نامه‌های موجود طراحی سازه می‌شوند. لذا هر چند سال شاهد تغییرات جزیی وکلی در آیین نامه‌ها می‌باشیم.
انتخاب یک سیستم باربر جانبی مناسب در مناطق لرزه خیز از اهمیت زیادی برخوردار است. سیستم باربر جانبی لرزه ای با توجه به شرایط لرزه خیزی منطقه و مشخصات پلان و کاربری ساختمان و عوامل موثر دیگری انتخاب می‌شود و می تواند قاب خمشی، دیوار برشی ، انواع مهاربندها و یا ترکیبی از آنها باشد. با توجه به اهمیت فضاسازی در سازه های اداری، تجاری وحتی مسکونی، قاب خمشی به عنوان یک سیستم مقاوم جانبی مورد توجه بسیاری از طراحان سازه قرار گرفته است. در قاب‌های خمشی انرژی زلزله توسط سختی تیر و ستون‌های قاب جذب شده و در نهایت بوسیله مفاصل پلاستیک مستهلک می شود. هرچه سازه شکل پذیرتر باشد انرژی تلف شده توسط آن بیشتر است. شکل پذیری قاب‌های خمشی تا حد زیادی به اتصالات آنها وابسته است بنابراین ویژگی ها و رفتار اتصالات قاب‌های خمشی از اهمیت زیادی برخوردار است.
سیستم قاب خمشی فولادی یکی از سیستم‌های سازه ‌ای می باشد که درطول قرن بیستم به دلیل ظرفیت شکل پذیری و جذب انرژی بالا در حین زلزله همواره مورد استفاده قرارگرفته است.تا قبل از زلزله نورثریج آمریکا(Northrige 1994) تصور می‌شد که این سیستم به دلیل شکل پذیری و جذب انرژی بالا، رفتار بسیار مناسبی در هنگام زلزله دارد -اما در طی زلزله نورثریج و یک سال بعد از آن در زلزله کوبه ژاپن (Kobe 1995) مشاهده گردید که بسیاری از سازه های دارای قاب خمشی فولادی در ناحیه اتصال تیر به ستون دچار شکستگی ترد و خرابی شده اند. لذا نگرانی‌های زیادی در مورد کارایی و نحوه ی عملکرد روش‌های طراحی بوجود آمد و به دنبال آن تحقیقات گسترده‌ای بر روی این مساله انجام شد تا علل را بیابند. پس از تحقیقات مشخص شد که تمرکز شدید تنش در محل جوش های اتصال تیر به ستون و عدم شکل پذیری مناسب از عوامل اصلی-خرابی‌ها بوده اند بنابراین روش‌های مختلفی برای رفع این مشکل مطرح شد. از جمله روش‌های اصلی مطرح شده، استفاده از کاهش موضعی مقطع تیر یا RBS (مقطع تیر کاهش یافته) در نزدیکی بر ستون می‌باشد، که می‌تواند مانع تمرکز تنش در بر ستون و محل اتصال شده و شکل پذیری مناسبی را نیز تامین نماید.در واقع اتصال RBS مفصل پلاستیک را از محل اتصال به داخل تیر و به فاصله کمی از بر ستون انتقال می‌دهد و همانند یک فیوز عمل می نماید. همچنین این اتصال ظرفیت دورانی بیشتری را فراهم می‌نماید در نتیجه مانع ترد شکنی اتصال شده و رفتار بهتری را از سازه بروز می دهد. ]8-2[

 

1-2- اهمیت موضوع

آیین نامه‌های قدیمی طراحی بر اساس نیرو را مبنا قرار می‌دادند. اما آیین نامه‌های جدید طراحی بر اساس انرژی ویا طراحی بر اساس عملکرد را مبنا قرار می‌دهند. اما در هر صورت یک مفهوم پایه‌ای در همه‌ی آیین‌نامه‌ها وجود دارد که بر اساس آن ساختمان‌ها برای مقاومت در برابر نیرویی کمتر از نیروی طراحی آنها بر اساس رفتار کاملا الاستیک در مقابل زلزله طراحی می‌شوند. دلیل این مساله در درجه اول توجه به مسائل اقتصادی و هزینه‌های بالای ساخت و ساز و در درجات بعدی مصرف بیش از حد مصالح ساختمانی و موارد زیست محیطی، در مقابل میزان خطر رویداد زلزله در طول عمر مفید سازه می‌باشد.
با توجه به این موارد همواره انتظار تغییر شکل‌های غیر خطی یا فرا ارتجاعی در محدوده نیروهای بزرگتر از نیروهای الاستیک از سازه می‌رود. به عبارت دیگر سازه باید بتواند در حین زلزله وارد محدوده تغییر شکل‌های فرا ارتجاعی یا غیرخطی شود و انرژی وارد شده از طرف زلزله را مستهلک نماید. افزایش شکل پذیری سازه و توانایی آن در جذب انرژی زلزله و استهلاک آن باعث تاخیر در تخریب سازه شده و فرصت بیشتری را برای نجات افراد در حین زلزله فراهم می‌نماید.
نیروی طراحی نهایی سازه از تقسیم نیروی طراحی آن بر اساس رفتار کاملا الاستیک بر ضریبی به نام ضریب رفتار به دست می آید. نحوه و چگونگی کاهش این نیروی الاستیک مهم است. لذا شناسایی پارامترهای موثر در این امر و تعیین اهمیت نسبی هرکدام از آنها در تعیین و ارائه ضریب رفتار مناسب طراحی سازه‌ها اهمیت فوق العاده‌ای دارد. تخمین درست ضریب رفتار باعث برآورد منطقی نیروهای طراحی سازه و توزیع مناسب این نیروها بین المانها می‌شود و نهایتا منجر به رفتار مناسب سازه هنگام زلزله می شود و منافع اقتصادی هم به دنبال دارد.
در سال‌های اخیر تحقیقات وسیعی بر روی اتصالات انواع قاب‌ها از جمله اتصالات قاب‌های خمشی فولادی انجام گرفته و انواع جدیدی از اتصالات با کارایی‌های متفاوت از نظر میزان شکل پذیری وجذب انرژی مطرح شده‌اند. هر کدام از این اتصالات قابلیت ویژه‌ای در جذب انرژی و افزایش میزان ضریب رفتار دارند. یکی از اتصالات جدیدی که تحقیقات گسترده‌ای بر روی آن انجام شده و قابلیت شکل پذیری و جذب انرژی آن به اثبات رسیده اتصالRBS یا اتصال با مقطع تیر کاهش یافته می‌باشد. با توجه به مطالب عنوان شده در بالا در این پایان نامه سعی شده است که تعدادی از عوامل موثر بر ضریب رفتار مانند تعداد دهانه، تعداد طبقات و همچنین تاثیر اتصال RBS بر مقدار ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه نسبت به قاب‌های خمشی فولادی ویژه با اتصالات رایج بررسی گردد. با توجه به تفاوت در شکل پذیری و جذب انرژی قاب خمشی دارای اتصال RBS با قاب خمشی متداول، احتمالا مقدار ضریب رفتار آنها متفاوت خواهد بود.در اینجا به بررسی مقدار ضریب رفتار آنها و تفاوت احتمالی آنها می‌پردازیم. از آنجائیکه در آیین نامه 2800 برای تمام انواع قاب‌های خمشی فولادی ویژه، از جمله قاب‌های دارای اتصال RBS، یک ضریب رفتار ارائه شده است]9[ و با توجه به تفاوت‌های اتصال RBS با سایر اتصالات قاب‌های خمشی فولادی در میزان شکل پذیری و ظرفیت جذب انرژی ضرورت بررسی ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه با اتصالات RBS احساس می شود که در این پژوهش مورد بررسی قرار می‌گیرد.
در صورت تاثیرمثبت اتصال RBS بر روی ضریب رفتار سازه، طراحی سازه دارای این اتصال منجر به یک طراحی اقتصادی تر شده و در نتیجه کارفرما‌ها و مالکان تشویق به استفاده از قاب‌های دارای این نوع اتصال خواهند شد. با توجه به قدرت شکل پذیری و جذب انرژی مناسب این نوع اتصال در هنگام وارد شدن بارهای دینامیکی بویژه بار زلزله، این امر می تواند مزایای زیر را به دنبال داشته باشد. 1- منجربه کاهش تلفات انسانی گردد 2- طراحی اقتصادی تری را به دنبال داشته باشد.3- با کاهش مصرف مصالح به سلامت محیط زیست هم یاری رساند.

1-3- سوالات یا فرضیات تحقیق

برخی از فرضیات تحقیق عبارتند از:
• قاب‌ها از نوع خمشی فولادی با شکل پذیری ویژه می‌باشند.
• از قاب‌های منظم با تعداد طبقات و دهانه های متفاوت استفاده شده است.
• از روش تحلیل پوش اور با استفاده از نرم افزار 3D PERFORM برای ارزیابی ضریب رفتار قاب‌ها استفاده می‌شود.
• در این تحقیق از آیین‌نامه طراحی ساختمان‌ها در برابر زلزله، استاندارد 2800، ویرایش 4 و همچنین مبحث ششم مقررات ملی جهت بارگذاری استفاده شده است.
• در این تحقیق از مبحث 10 مقررات ملی ساختمان جهت مدل سازی و طراحی قاب‌ها استفاده شده است.
برخی از سوالات تحقیق عبارتند از:
• استفاده از اتصال RBS به جای اتصالات خمشی رایج چه تاثیری بر ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه دارد؟
• ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه دارای اتصالات رایج و اتصالاتRBS با افزایش تعداد دهانه چگونه تغییر می کند؟
• ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه دارای اتصالات رایج و اتصالات RBS با افزایش ارتفاع چگونه تغییر می کند؟

 

 

1-4- هدف تحقیق

در این تحقیق ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه با هر دو نوع اتصال رایج و اتصال RBS مورد بررسی قرار می گیرد. این بررسی به روش تحلیل استاتیکی غیرخطی یا پوش اور برای قاب‌هایی با تعداد طبقات مختلف و تعداد دهانه‌های مختلف انجام شده و نتایج با هم مقایسه می‌شوند. در نهایت نتایج این مقایسه به صورت نمودارهایی ارائه می شوند تا میزان تغییر ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی ویژه در اثر1-تغییر تعداد دهانه ، 2-تغییر تعداد طبقات و3- تغییر همزمان تعداد دهانه و تعداد طبقات 4- تغییر نوع اتصال از رایج به RBS به روشنی مشخص گردد. در پایان نیز فرمول‌هایی برای محاسبه ضریب رفتار بر اساس تعداد دهانه و طبقه قاب‌های خمشی فولادی ویژه با هر دو نوع اتصال پیشنهاد شده است. این نتایج در آینده می تواند در کارهای علمی و اجرایی مورد استفاده قرار گیرد.

 

 

1-5- روش تحقیق

این پروژه تحقیقاتی نتیجه یک کار عددی می باشد. بنابراین اساسا یک کار نظری بوده و از نرم افزارPerform3D برای تحلیل استاتیکی غیرخطی و تعیین مقادیر ضریب رفتار استفاده می گردد. پارامترهای مورد بررسی نوع اتصال (رایج وRBS )، تعداد دهانه و تعداد طبقات قاب می باشند.

.
.
.
.
.
.
.
.
.
.
.
.
.
.

مراجع

[1] غ. قدرتی امیرآبادی ()، “خطرپذیری سازه‌ها”، دانشگاه علم و صنعت، دانشکده¬ی عمران.
[2] Lee, C. H., Jeon, S. W., Kim, J. H., & Uang, C. M. (2005). Effects of panel zone strength and beam web connection method on seismic performance of reduced beam section steel moment connections. Journal of Structural Engineering, 131(12), 1854-1865.
[3] Miller, D. K. (1998). Lessons learned from the Northridge earthquake. Engineering Structures, 20(4), pp249-260.
[4] Mahin, S. A. (1998). Lessons from damage to steel buildings during the Northridge earthquake. Engineering structures, 20(4),261-270.
[5] Tsai, K. C., Wu, S., & Popov, E. P. (1995). Experimental performance of seismic steel beam-column moment joints. Journal of Structural Engineering, 121(6), 925-931.
[6] Moore, K. S., Malley, J. O., & Engelhardt, M. D. (1999). Design of reduced beam section (RBS) moment frame connections.Steel Committee of California.
[7] Pachoumis, D. T., Galoussis, E. G., Kalfas, C. N., & Efthimiou, I. Z. (2010). Cyclic performance of steel moment-resisting connections with reduced beam sections—experimental analysis and finite element model simulation. Engineering Structures, 32(9),2683-2692.
[8] wati, A. K., & Gaurang, V. (2014). Study of steel moment connection with and without reduced beam section. Case Studies in Structural Engineering, 1, 26-31.
]9[ ” آیین نامه طراحی ساختمان‌ها در برابر زلزله،استاندارد 2800، ( 1393)”ویرایش چهارم.
[10] Hamburger R. O., Krawinkler H., Malley J. O., and Adan S.M., (2009), “Seismic Design of Steel Special Moment Frames: A Guide for Practicing Engineers”, National Institute of Standards and Technology, San Francisco, California, 33-36.
[11] قائد رحمت، مهدی (1388)، ” مدلسازی و تحلیل اتصالات گیردار با ورق کناری با استفاده از روش اجزاء محدود “، پايان نامه كارشناسي ارشد مهندسي سازه، دانشگاه مازندران صص 8-10.
[12] اعزازی، اشکان ؛ (1390)؛ ” تعیین ظرفیت آزمایشگاهی سازه مجهز به میراگرهای اصطکاکی تحت بارهای جانبی یکنواخت”، پايان نامه كارشناسي ارشد مهندسي سازه، دانشگاه مازندران.
[13] خلیقی محمد، ¬و.ابراهیمی خلیل (1394)”ارزیابی عملکرد¬لرزه¬ای¬قاب¬خمشی¬فولادی¬یاشکل-پذیری متوسط¬بااتصالات¬با¬مقطع¬کاهش¬یافته”¬.پایان¬نامه¬ی کارشناسی ارشد مهندسی عمران، دانشکده¬ی مهندسی، دانشگاه کردستان.
[14] Federal Emergency Management Agency( FEMA), )2000(” Recommended Seismic Design Criteria for New Steel Moment-Frame Buildings”. Reports FEMA 350,Washington, D.C.June,pp 18.
]15[ناطق¬الهی فریبرز، نستارنادر(1382)”مدل¬سازی تحلیلی¬روش‌های RBS وHaunch درمقاوم-سازی لرزه¬ای اتصالات¬صلب فولادی ومقایسه فنی آنها”،پایان نامه کارشناسی ارشدمهندسی عمران،پژوهشگاه بین المللی زلزله شناسی و مهندسی زلزله،صص44-49
[16] Seismic Structural Design Associate ( SSDA) , INC, )2008(“Slotted Steel Frame Moment Connection Design ”, SSDA , INC,.
[17] Engelhardt, M.D and Sabol, T.A., (1998), “Reinforcing of steel moment connections with cover plates:benefits and limitations,” Engineering Structures, 20(4–6), 510–20.
[18] FEMA, F. (2000). 350—Recommended seismic design criteria for new steel moment-frame buildings. Washington (DC):Federal Emergency Management Agency.
[19] Chen, C. C., Lee, J. M., & Lin, M. C. (2003). Behaviour of steel moment connections with a single flange rib. Engineering structures, 25(11), 1419-1428.
[20] Chi, B., Uang, C. M., & Chen, A. (2006). Seismic rehabilitation of pre-Northridge steel moment connections: A case study. Journal of Constructional Steel Research, 62(8), 783-792.
[21] Popov, E. P., Blondet, M., & Stepanov, L. (1996). Application of’Dog Bones’ for Improvement of Seismic Behavior of Steel Connections.
[22] Chen, S. J., Chu, J. M., & Chou, Z. L. (1997). Dynamic behavior of steel frames with beam flanges shaved around connection. Journal of Constructional Steel Research, 42(1), 49-70.
[23] Engelhardt. M. D, Winneberger. T, Zekany. A. J and Potyraj. T. J.( 1998). Experimental investigation of dogbone moment connections, Eng J AISC;Forth Quarter:128-38.
[24] Popov, E. P., Yang, T. S., & Chang, S. P. (1998). Design of steel MRF connections before and after 1994 Northridge earthquake. Engineering Structures, 20(12), 1030-1038.
[25] Aschheim, M.A., (2000), “Moment-resistant structure, sustainer and method of resisting episodic loads,” United State Patent, Patent number: 6,012,256
[26] Wilkinsona, S., Hurdmanb, G. and Crowtherb, A., (2006), “A moment resisting connection for earthquake resistant structures,” Journal of Constructional Steel Research, 62:295–302
[27] Ashrafi, Y., Rafezy, B., & Howson, W. P. (2009). Evaluation of the performance of reduced beam section (RBS) connections in steel moment frames subjected to cyclic loading. In Proceedings of the World Congress on Engineering (Vol. 2).
[28] Mirghaderi, R., Torabian, S. and Imanpour, A., (2009), “Seismic performance of Accordion-Web RBS connection,” Journal of Constructional Steel Research, 143-974
[29] Han, S. W., Moon, K. H., Hwang, S. H., & Stojadinovic, B. (2012). Rotation capacities of reduced beam secction with bolted web (RBS-B) connections. Journal of Constructional Steel Research, 70, 256-263.
[30] Rahnavard, R., Hassanipour, A., & Siahpolo, N. (2015). Analytical study on new types of reduced beam section moment connections affecting cyclic behavior. Case Studies in Structural Engineering, 3, 33-51.
]31[قدرتی امیری غلامرضا¬، سبط امیرحسین (1382)”تاثیر ارتفاع برضریب رفتار سازه‌های فولادی بااتصال استخوانی”پایان نامه کارشناسی ارشد،دانشگاه علوم وفنون مازندران، صص22-26
[32] Assaf, A. F. (1989). Evaluation of structural overstrength in steel building systems (Doctoral dissertation, Sc. Thesis, Northeastern University at Boston, Mass).
]33[.میرقادری رضاعلی وایمان¬پورعبدالرضا(1387)”ارزیابی تجربی و عددی رفتار لرزه‌ای اتصال خمشی تیر با جان موج‌دار در ناحیه مفصل پلاستیک به ستون”، پایان نامه کارشناسی ارشد،دانشکده فنی ومهندسی، دانشگاه تهران، ص13
]34[.دیلمی و.قاسمی حمیدرضا (1388) ،”بررسی اتصالات ممان¬بر خمشی )اصلاح شده(RBS”، پایان نامه کارشناسی ارشد،دانشکده مهندسی عمران،دانشگاه صنعتی امیرکبیر، صص8-10.
[35] Popov, E.P., Balan, T.A. and Yang, T.S., )1998(. Post-northridge earthquake seismic steel moment connections. Earthquake spectra, 14(4), pp.659-677.
]36[ا.دیلمی و ا.مصلحی تبار، “بررسی تاثیر ناحیه چشمه ستون روی ناپایداری تیر با اتصالات RBS به کمک آزمایشات تناوبی روی پاره سازه‌های فولادی،مرکز تحقیقات ساختمان ومسکن،گزارش تحقیقاتی،شماره نشر،گ- 564،1389.
]37[م.گرامی وس.آزادی،(1387)”بررسی رفتارلرزه¬ای اتصالات خمشی ماهیچه¬ای فولادی”،چهارمین کنگره مهندسی عمران،تهران،ایران.
]38[رحیمی س (1392)”بررسی کاهش مقطع ورق اتصالات صلب (RPS) دررفتارلرزه¬ای قاب‌های خمشی فولادی”،پایان نامه کارشناسی ارشد،دانشکده فنی مهندسی،دانشگاه خوارزمی،صص1-2.
[39] Federal Emergency Management Agency , FEMA – 355 , (2000) , “ State of the Art Report on Past Performance of Steel Moment – Frame Buildings in Earthquakes ”, SAC Joint Venture , California.
[40] Houghton D.L. (1998);”the sideplate moment connection: A design Break through Eliminating Recognized Vulnerabilities in steel moment Frame connections, Proceedings of 2nd World conference on steel construction, san Sebastian, Spain.
[41] Federal Emergency Management Agency, SAC Joint Venture (1999) “Interim Guidelines Advisory No.2 Supplement to FEMA-267 Interim Guidelines: Evaluation, Repair, Modification and Design of Welded Steel Moment Frame Structures”, Report No. SAC-99-01, June.
[42] گرامی م. ، غزنوي اسگوئي ا (1384)”بررسي عملكرد انواع اتصالات در رفتار لرزه اي قاب‌هاي خمشي فولادي”؛ سمينار كارشناسي ارشد مهندسي سازه، دانشگاه سمنان.ص11 ؛.
[

43 ] گرامی م، آزادي س ،(1387)”بررسي اثر RBS در بهبود رفتار لرزهاي اتصالات خمشي فولادي” چهارمين كنگره ملي مهندسي عمران: سمنان صص 34-39.
[44] Chen S. J., Yeh C. H., Chu J. M.(1996), “Ductile Steel Beam-to-Column Connections for Seismic Resistance”, Journal of Structural Engineering.
]45[م.نقی¬پور وم.اسکندری قادری وع.تیموری¬،(1393)”بررسی اتصالات خمشی برپایه سختی متغیر درسازه¬های فولادی ” پایان¬نامه کارشناسی ارشد مهندسی سازه،دانشکده مهندسی عمران،دانشگاه علوم¬وفنون مازندران ص39.
[46 ] ا.ثنایی وح.جاماسبی، )1382( “بررسي رفتار غير خطي اتصالات استخواني تيرهاي I به ستون‌هاي قوطي “، ششمين كنفرانس بين المللي مهندسي عمران، دانشگاه صنعتي اصفهان،.
[47] ا.ثنایی و ح.جاماسبی،(1382) “بررسي رفتار غير خطي اتصالات استخواني در قاب‌هاي مقاوم خمشي فولادي”، چهارمين كنفرانس بين المللي زلزله شناسي و مهندسي زلزله، تهران،.
[48] Chi B., Uang C. M.(2002), “Cyclic Response and Design Recommendations of Reduced Beam Section Moment Connections with Deep Columns”, Journal of Structural Engineering.
[49] Pachoumis, D. T., Galoussis, E. G., Kalfas, C. N., & Christitsas, A. D. (2009). Reduced beam section moment connections subjected to cyclic loading: Experimental analysis and FEM simulation. Engineering Structures, 31(1), 216-223
[50] خلیقی حق¬نظری م( 1392)،”ارزیابی ضریب رفتارمهاربندهای خارج از مرکزبالینک پیوند بلند”پایان¬نامه¬ی کارشناسی ارشد مهندسی عمران، دانشکده¬ی مهندسی، دانشگاه کردستان،صص41-53.
[51] ATC., (1978) Tentative provisions for the development of seismic regulations for buildings. ATC-3-06, Applied Technology Council, Redwood City, California,.
[52] ATC. (1995), Structural response modification factors. ATC-19, Applied Technology Council, Redwood City, California p14.
[53] ATC. (1995), A critical review of current approaches to earthquakeresistant design. ATC-34, Applied Technology Council, Redwood City, California., p19.
[54] – Uniform Building code., Volume 2, Structural Engineering Design Provison, UBC-p97.
[55] Maheri, MR., Akbari, R., )2003 (“Seismic behavior factor, R, for steel X-braced and knee-braced RC buildings”, Engineering Structures pp29-33.
[56] BSSC (2001). NEHRP Recommended provisions for seismic regulations for new buildings and other structures; part 2: commentary. FEMA-369, Building Seismic Safety Council, Washington, D.C., 6.
[57] Osteraas, JD. (1990), “Strength and ductility considerations in seismic design”, Ph.D. dissertation, Stanford University, Stanford, California., pp 19-20.
]58[تنسیمی ع. معصومی ع، (1384)”محاسبه ضریب رفتار قاب‌های خمشی بتن مسلح“، مرکز تحقیقات ساختمان و مسکن وزارت مسکن و شهرسازی ص54.
[59] Mazzolani, FM., Piluso, V., )1996(“Theory and design of seismic resistant steel frames”, Spon: E & FN. pp 33-34.
[60] Freeman, S.A., ” On correlation of Code Force to Earthquake Demands”, Proceeding of 4th U.S Japan Workshop on Improvement of building Structural and Construction Practies (ATC 15-3), Agust., 1990.
[61] Uang, C.M., ” Establishment R(orRw) and Cd Factors for Building Seismic Provision”, J. of Struct. Eng., Vol 117, No 1, January.
[62] FEMA., (2000) “Prestandard and commentary for the seismic rehabilitation of building”. FEMA-356, Federal Emergency Management Agency, Washington, D.C., p 18.
]63[ دستورالعمل بهسازی لرزه¬ای ساختمان¬های موجود (کد360) (1385) ،سازمان مدیریت برنامه ریزی و بودجه. ص 16.
[64] Newmark, NM., Hall, WJ., )1982(“Earthquake spectra and design”, EERI Monograph Series, Oakland (CA): Earthquake Engineering Research Institute.,p11-16.
[65] Miranda, E., Bertro, VV., ” Evaluation of strength reduction factor for earthquake-resistance design”, Earthquake Spectra.,1994.,
[66] Krwnler, H., and Nassar, A.A., (1992)”Seismic design based on ductility and cumulative damage demands and capacities”, Nonlinear Seismic Analysis Design of Reinforced Concrete Buildings, Krwinler, Edd, Applied Science, New York., pp3-4.
]67[ مبحث دهم مقررات ملی ساختمان ایران ((طرح و اجرای ساختمان‌های فولادی))، ویرایش 4، دفتر امور مقررات ملی ساختمان، ۱۳۹۴.

 

دیدگاهها

هیچ دیدگاهی برای این محصول نوشته نشده است.

اولین نفری باشید که دیدگاهی را ارسال می کنید برای “ارزیابی ضریب رفتار قاب‌های خمشی فولادی با شکل‌پذیری ویژه با اتصالات تیر”

نشانی ایمیل شما منتشر نخواهد شد. بخش‌های موردنیاز علامت‌گذاری شده‌اند *

76 + = 81