多层和高层钢结构房屋抗震设计讲义Word文档格式.docx
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6．梁、柱、支撑等结构构件应合理控制长细比和宽厚比，避免局部失稳或整个构件失稳。
7．构件节点的破坏，不应先于其连接的构件；
结构构件的连接，应能保证结构的整体性。
8．选用合适的结构钢材，要求具备必要的塑性、可焊性和冲击韧性。
与《高钢规程》相比，新国家标准的主要改进是：
1．明确要求钢结构房屋应根据其设防烈度和房屋层数的不同，选用不同的结构类型，并采用不同的内力调整系数和不同的抗震构造措施。
2．调整了规则、不规则的划分，如凹凸尺寸、洞口面积、偏心率控制改为扭转位移比控制等；
并进一步明确了相应的计算要求和不规则的上限，尤其是软弱层和竖向构件不连续的设计方法。
3．增加了结构在两个主轴方向的基本周期和振型宜相近的要求。
4．继续保持结构钢材应符合强屈比大于1.2、有明显的屈服台阶、伸长率大于20%（标距50mm）要求的同时，增加了冲击韧性的要求；
注意到钢材含硫量较高就会出现焊接裂缝，引起层状撕裂，根据我国钢材的实际情况，规定厚度不小于40mm的厚钢板应满足国家标准《厚度方向性能钢板》的要求。
只要是按新产品标准《高层建筑结构用钢板》YB4104－2000生产的钢板，已降低了钢板的硫、磷含量和焊接碳当量，提高了屈服点和冲击功，可保证厚度
方向性能Z15至Z35级。
6.2钢结构的最大适用高度和结构布置
钢结构的不同结构体系在各设防烈度时的合理使用高度与《高钢规程》大体一致,针对钢结构重力较小且抗震性能较好的特点，为促进小高层钢结构的发展，其结构布置以12层为界划分。
1适用的最大高度
钢框架体系的经济高度是30m，取平均层高为3.6m,则为110m；
8、9度设防时适用高度适当减小。
框架-支撑（剪力墙板）体系是高层钢结构的常用体系,其剪力墙板可采用延性好的带竖缝墙板、内藏钢支撑混凝土墙板和钢抗震墙板等。
各类筒体在世界一批最高的建筑中，如443m的西尔斯大厦等应用较多；
巨形框架可适用于有大开间要求的高层建筑。
参照我国已建框架-支撑结构的高度和国外超高层建筑的经验，国家标准的适用高度与《高钢规程》中的规定基本相同（表6.1）。
超过最大适用高度时，需按建设部50号部长令规定进行专项审查。
表6.1适用的钢结构房屋最大高度（m）
结构体系
6、7度
8度
9度
框架
110
90
50
框架-支撑（剪力墙板）
220
200
140
筒体（框筒、筒中筒、桁架筒、束筒）和巨型框架
300
180
2适用的最大高宽比
高层钢结构的高宽比，纽约世界贸易中心的6.5是早期著名
建筑中高宽比较大的，超过此值的不多。
国家标准考虑我国实际情况，不同的钢结构体系均采用相同的高宽比限值：
6、7度取6.5,8度取6.0,9度取5.5。
与《高钢规程》相比作了简化，并有所放宽。
3结构布置的一般规定
国家标准对钢结构房屋的结构布置规定，包括规则性、防震缝、结构类型、楼盖系统、加强层设置、地下室和基础埋置深度等，与《高钢规程》相比，主要有以下改进：
①对防震缝宽度，考虑到钢结构的刚度低于混凝土结构，要求不小于同样高度混凝土结构的1.5倍。
②按房屋的层数和烈度选用合适的结构类型，不超过12层可选用钢框架结构或框架-支撑结构，8、9度且超过12层时，宜选用偏心支撑等具有耗能功能的框架-支撑体系或筒体结构体系。
③明确了框架-支撑体系中支撑的选型要求和由筒体外伸臂组成加强层的条件。
④允许不超过12层的钢结构房屋采用装配整体式钢筋混凝土楼板、装配式楼板或其它轻型楼盖，但强调了应将楼板预埋件与钢梁焊接，或采取其它保证楼盖整体性的措施。
⑤要求超过12层的钢结构房屋应设置地下室，12层以下不规定。
当设置地下室时，要求钢框架柱至少伸至地下一层，框架-支撑（抗震墙板）结构中沿竖向连续布置的支撑或抗震墙板应延伸至基础。
但对于地下室时是否采用钢骨混凝土结构层不作
要求，允许对不同情况作不同处理。
⑥规定天然地基的基础埋深不宜小于房屋高度的1/15；
考虑了某些软地基的工程现实，将桩基承台埋深改为不宜小于房屋总高度的1/20，比《高钢规程》略有放松。
6.3钢结构的主要抗震计算规定
①
②③④⑤⑥⑦规定,构件截面和连接的抗震验算时,凡本章未规定者,应符合现行有关结构设计规范的要求。
由于钢结构的非抗震设计应符合《钢结构设计规范》，而高层钢结构构件和连接抗震设计的很多方法都在《高钢规程》中有规定，本章不再重复，故设计时应与这两本标准同时使用。
抗震设计时的地震作用效应，考虑到它的短时间作用,除以小于1的承载力抗震调整系数。
第5章表5.4.2对钢结构的承载力抗震调整系数作了调整，对不同类型钢结构采用统一数值，介于89抗震规范和《高钢规程》规定值之间。
2结构阻尼比
钢结构在多遇地震下的阻尼比，对超过12层的仍采用0.02,不超过12层的拟采用0.35。
钢结构房屋阻尼比,实测表明小于混凝土结构。
根据ISO规定，低层建筑阻尼比大于高层建筑，据此作了适当规定。
在罕遇地震下的分析，仍采用0.05。
4．层间位移角限值
加州规范规定,基本自振周期大于0.7s的结构,弹性阶段的位移限值为层高的
1／250或0.03／Rw（Rw为结构的延性指标）。
纯框架结构Rw最大可达12,即限值可为层高的1／400。
《高钢规程》参考美国规定采用了上限层高的1／250,是因为该规程反应谱的地震影响系数下限较高,为了避免钢材用量过多，层间位移角限值取了较大值。
考虑到长周期建筑的水平地震作用在本规范中已作了调整,有所降低,第5章5.5节将多、高层钢结构弹性层间位移角限值改为层高的1／300。
罕遇地震作用下层间位移限值,在美国ATC3-06中规定为层高1/67,《高钢规程》取层高的1／70,考虑到我国规定的小震与罕遇地震在7度时相差约6倍,位移角限值也须与此相应,该章将弹塑性层间位移角限值调整为1／50。
6.3弹塑性位移增大系数
对钢框架和框架-支撑结构弹塑性位移增大系数,在大量算例的基础上编制成表,对10～20层规则结构的层间位移可查表得出,简化了弹塑性位移计算。
4节点域剪切形的影响
高层钢框架的特点,是节点域剪切变形对框架位移影响较大,可达10～20%,通常不能忽略。
8.2.3条1款规定工字形截面柱宜计入腹板剪切变形对框架位移的影响,但对箱型柱不作规
定。
这是因为,箱形柱有两个腹板,而且每个腹板的厚度一般均较工字形截面柱的腹板为厚,其对框架位移的影响相对较小。
为了适应小高层钢结构住宅的发展，考虑到层高较少时影响不大，还规定了对不超过12层的建筑可不计入。
计算方法可参见《高层民用建筑钢结构技术规程》,此处不再赘述。
节点域剪切变形对框架-支撑体系影响较小，研究表明可忽略不计。
5双重体系中钢框架的剪力分担率
在多遇地震作用下的结构分析,规定了双重抗侧力体系中框架承担的总地震力不小于结构底部剪力的25%,是参考了美国UBC的规定。
UBC的原规定是:
”框架应设计成能独立承担至少25%的底部设计剪力”。
该规定的目的是发挥框架部分的二道防线作用。
但是在设计中在与抗侧力构件组合的情况下,符合该规定很困难。
抗震规范审查组建议参照混凝土结构的规定采用双重标准，将8.2.3条2款改为“框架部分按计算得到的地震剪力应乘以调整系数，达到不小于结构底部总地震剪力的25％和框架部分地震剪力最大值1.8倍二者的较小者”。
混凝土结构对双重抗侧力体系的规定，相应为不小于地震剪力的20%和框架部分地震剪力最大值的1.5倍,鉴于钢结构要求25%,故规定不大于地震剪力的1.8倍。
美国设计单位的做法,是在进行内力分析后,进行二次分析,此时忽略抗侧力构件,只考虑框架,检验它是否能承受25%的底部设计剪力。
据悉这样计算时,符合上述要求并不困难。
6强柱弱梁验算。
8.2.5条1款对强柱弱梁要求作了规定。
通常认为，框架柱屈服后在地震下出现大位移时，柱可能失去侧向抗力，从而导致结构倒塌。
AISC规范指出，这并不是说框架中不能出现任何柱子屈服。
过去的设计中，有很多框架柱的塑性铰是首先出现在柱上的,事实表明仍能发挥承载力。
而且在设计中要完全消除“强梁弱柱”很难办到。
但柱出现过多塑性铰肯定是很不利的。
更加重要的是，强柱弱梁设计使柱足够强，可以做到使若干层的框架梁在大震下出现塑性铰,达到耗能的目的。
耗能是很重要的，如果结构不能有效地耗能，将使它受到的地震力增大，十分不利。
另外，弱柱框架的性能一般欠佳,特别是在弹塑性阶段形成软弱层,成为结构的薄弱环节，所以柱仍然是保证大震不倒的关键构件。
强柱弱梁要求满足下列条件:
该条件式与《高钢规程》中采用的基本相同，是以塑性铰出现在梁端为前提的，所不同的是增加了强柱系数，它大于1。
该式要求，交汇于节点的框架柱受弯承载力之和，应大于梁的受弯承载力之和，并乘以系数。
AISC在97年以前的规定没有系数,我国《高钢规程》参照采用了。
诺斯里奇地震后美国根据震害情况增加了调整系数,对柱进行了加强，规范组结合我国情况作了适当规定。
对于强柱弱梁公式，需作一点说明。
根据钢结构塑性设计的公式,在主平面内受弯的工字形截面压弯构件,其受弯承载力
应按下式计算:
该式表明,以上的强柱弱梁表达式中,忽略了系数1.15已使柱具有1.15倍的安全储备。
诺斯里奇地震后,1997年发表的美国AISC钢结构房屋抗震设计规定,系数取1.1,其中是钢材的超强系数,即钢材实际屈服强度与其标准值的比值。
增大柱内力是出于下列考虑:
⑴在弹性分析时水平力可能取小了;
⑵计算时对倾覆力估计过低;
⑶未明确规定的竖向加速度会同时出现。
美国钢材超强情况由来已久,并已成为1994年诺斯里奇地震钢框架震害的原因之一,因为连接的承载力没有相应提高。
1994年美国型钢生产商研究会（SSPC）对型钢产品的性能进行了调查,提出了用于抗弯连接计算的平均屈服强度的建议值。
据此97年规定的对A36钢取1.5,对A572钢取1.3,对其它钢材取1.1。
对常钢材A36和A572,强柱调整系数分别达到1.65和1.43，是很可观的。
日本用钢材连接系数α表示钢材的超强,在1998年公布的《钢结构极限状态设计指针》中,对系数α也进行了调整,对SS400取α为1.25,对SM490、SN400B、SN400C、SN490B、和SN490C取α为1.15。
日本过去用的α值对低碳钢取1.2,对高强度低合金钢取1.3,这次调整对低碳钢升了,对低合金钢降了,反映材料产品性能的变化。
由此可见,该系数的调整并非普遍提高,而是各国考虑了各自钢材的实际情况进行了调整。
我国钢结构规范编制组1998年对钢材抗力分项系数按国标
规定的钢板厚度分级重新进行了统计,其结果与过去采用的Q235钢为1.087和16Mn钢为1.111的强度系数在数值上相差不多。
《高钢规程》编制时考虑与其它国家的多数规定一致,采用了1.2,是偏于安全的,这次不拟修改。
剪力计算用1.3是计入了局部荷载剪力效应的近似表达。
考虑我国情况,强柱弱梁公式中的强柱系数η取得太大将使柱钢材用量增加过多,对我国推广钢结构不利,故对6、7度取1.0,对8度取1.05,9度取1.15。
抗震规范参考AISC－97的抗震规定，结合我国情况提出框架柱所在楼层的受剪承载力比上一层的受剪承载力高出25％，或柱轴向力设计值与柱全截面面积与钢材强度设计值乘积的比值不大于0.4,或当
时,可将荷载组合中的地震作用引起的柱轴力加大一倍,使此时的柱轴力满足
。
在此情况下可不进行强柱弱梁验算.
单层房屋和多层房屋的顶层，不需要符合强柱弱梁，因为它们在非弹性阶段出现软弱层没有什么实际意义。
7框架节点域的验算,节点域验算包括节点域的稳定性验算、强度验算和屈服程度验算。
稳定性验算借鉴美国规范的经验公式,即板域厚度不小于其高度与宽度之和的1／90。
在编制《高钢规程》时，同济大学和哈建大作过试验，结果都表明板域稳定按厚度不小于高、宽度之和的1／70控制较合理。
考虑两校所作试验的试件厚度偏小,故高层钢结构构仍按美国规定采用，即不小于其高度与宽度之和的1／90，但多层钢结构则取
1/70。
本规范没有对多层下定义，仅规定地面以上小于或等于12层的结构，板域稳定性应按1／70计算。
节点域的强度验算,我们采用了日本的表达式,是考虑它较简单且较直观。
公式来源参见《高钢规程》的条文说明，此处不再赘述。
节点域厚度对钢框架性能影响较大,太薄了会使钢框架的位移增大过多,太厚了会使节点域不能发挥耗能作用。
因此既不能太厚也不能太薄。
参考日本的研究成果,取节点域屈服弯矩为梁端屈服弯矩之和的0.7倍,可使节点域切变形对框架位移的影响不太大,同时又能满足耗能要求。
考虑到按此规定计算可能使节点域普遍加厚,对于广大的7度地区,适当降低了要求,用0.6代替0.7。
在强柱弱梁情况下,节点域首先屈服,然后是梁屈服,最后是柱屈服。
7.2.4消能梁段的承载力计算
消能梁段的承载力应按下式计算，主要区分轴力较小和较大两种情况。
当它的轴力较小时，受剪承载力可不计轴力的影响；
但当轴力较大时，必须计入轴力的影响。
8.2.7条对消能梁段的受剪承载力规定如下:
当
时
或
，取较小值
取0。
9
或
式中，系数取0.9。
6.4框架梁柱构造规定
1构件长细比和板件宽厚比
不同设防烈度下的构件长细比和板件宽厚比要求区别对待，它们都与材料的屈服强度有关。
为了方便起见，以下介绍的规定均取屈服强度为
时的值。
不同屈服强度时的值可进行简单换算，见规范中的表注。
美国对钢框架柱的长细比限值，抗震设计取60,非抗震设计取120。
8.3.1条规定,对超过12层的钢框架柱长细比限值，6、7、
8、9度分别为120、80、60、60。
对不超过12层的,6～8度时不应大于120,9度时不应大于100.与《高钢规程》相比，对低烈度区作了适当放宽,并对12层以下放宽要求。
框架柱的最大长细比是为了保证结构在计算中未考虑的作用力,特别是大震时的竖向地震作用下的安全，是至关重要的。
抗震规范把它列为强制性条款。
应当指出,框架柱的抗震设计还包括应满足强柱弱梁要求等,在很多情况下根据强柱弱梁要求,按长细比限值确定的柱截面可能不够,特别是对12层以下房屋,此时必须增大柱截面.
对抗震钢结构低碳钢中心支撑，美国规定最大长细比为120，日本规定约为32，两国相差较大，与国情有关。
支撑长细比越小，它在反复拉压荷载下的承载力降低越少。
抗震规范规定在6、7、8、9度时分别取中心支撑最大长细比为120、120、80、40，与《高钢规程》的规定相同。
框架构件板件宽厚比的规定,考虑了强柱弱梁的要求，即塑性铰通常出现在梁上,框架柱一般不出现塑性铰。
因此在强震区，梁的板件宽厚比要求满足塑性设计要求,而柱的规定刚可适当放宽，但当强柱弱梁不能保证时，应适当从严。
与《高钢规程》相比，抗震规范突出了板件宽厚比随烈度的变化，特别是对低烈度时有所放宽。
框架梁的外伸翼缘最大宽厚比在6、7、8、9度时现分别取11、10、9、9（《高钢规程》6度为11，7度及以上为9，）；
框架柱的外伸翼缘最大宽厚比在6、7、8、9度时
现分别取13、11、10、9（《高钢规程》7度为11，8、9度为10，建议强柱弱梁不能保证时将11和10分别改为10和9）；
工形框架柱腹板最大宽厚比对不同烈度均规定为43，与《高钢规程》规定相同，但建议强柱弱梁不保证时对6、7度和8、9度分别取40和36；
箱型柱壁板最大宽厚比，在6、7、8、9度时分别规定为39、37、35、33（《高钢规程》7度为37，8、9度为33）。
其余不拟一一对比。
支撑板件的宽厚比,根据近年国内外的研究成果作了当调整。
中心支撑外伸翼缘最大宽厚比现规定为6、7、8、9度时分别为9、8、8、7，《高钢规程》一律取8。
6.5节点设计
本章的节点设计与《高钢规程>
相比,是修改较多的一部分。
一方面，是因为1994年北岭地震和1995年阪神地震使焊接钢框架节点遭受严重破坏，破坏的范围很广，涉及到节点设计中的很多重要方面，需要借鉴他们的经验，采取相应措施。
另一方面，是因为传统设计方法仅计算节点连接在罕遇地震下的极限承载力，不作弹性阶段下连接的抗震计算，且计算方法存在不安全因素，美、日等国都是如此。
我们以前沿用国际上的做法，多少认为罕遇地震都能经受，小震更没有问题了。
现在注意到，罕遇地震不坏的连接按弹性阶段的内力设计不一定没有问题，原因是两个阶段的要求不同。
例如，高强度螺栓在弹性阶段要求磨擦面不滑动，而在罕遇地震下要求螺栓不剪断。
焊缝在弹
性阶段要求应力不大于强度设计值，而在罕遇地震下不断裂就行。
考虑到在弹性阶段高强度螺栓出现滑移不符合钢结构设计规定，而按以往规定梁端螺栓计算方法与实际情况相差太大，得出的螺栓数往往太少，成为不安全因素，故此作了修改，现分别说明如下。
1美、日大震后框架梁－柱连接节点设计的改进
1）美、日震害的经验和教训
（1）震害情况。
1994年美国北岭地震和1995年日本阪神地震,使钢框架梁-柱连接节点遭受广泛和严重破坏,美国在调查的1000多幢中破坏100多幢。
破坏的特点是梁下翼缘裂缝占80％～95％，上翼缘裂缝15％～20％；
裂缝起源于焊缝的占90％～99％，而且主要起源于下翼缘焊缝中部，起源于母材的只占1％～10％；
不少裂缝向柱子扩展，严重的将柱裂穿；
有的向梁扩展；
有的沿连接螺栓线扩展。
检查修复费用高，每条裂缝检查费用至少800～1000美元。
美国成立了专门机构SAC进行调研究和开展试验，发表了大量文献。
日本关于破坏情况的报导没有美国系统，有一些梁端部断裂，少数柱子脆性断裂，也发现很多裂缝起源于下翼缘焊缝，较多的是梁端焊接孔断裂。
主要涉及梁翼缘焊接、腹板用螺栓连接的混合连接。
（2）对节点破坏原因的分析
〇焊缝金属冲击韧性低；
〇焊缝存在缺陷，特别是下翼缘梁端现场焊缝中部，因腹板妨碍焊接和检查，出现不连续；
〇梁翼缘端部全熔透坡口焊的衬板边缘形成人工缝，在竖向力作用下扩大；
〇梁端焊缝通过孔边缘出现应力集中，引发裂缝，向平材扩展；
〇裂缝主要出现在下翼缘，是因为梁上翼缘有楼板加强，且上翼缘焊缝无腹板妨碍施焊。
此外，还有一些其它原因，如美国认为现在采用的构造，梁端出现三轴应力状态，不能形成塑性铰，日本则未提出这种看法；
美国钢材实际屈服点过高，使连接的实际承载力偏低
；
节点域较弱，影响腹板连接承载力的发挥，导致翼缘连接超载，也是原因之一。
（3）两国的构造差异.两国梁-柱节点构造虽大同小异，但仍有若干差异,如：
〇美国惯常采用工字形柱,日本主要采用箱形柱；
〇美国在梁翼缘对应位置的柱加劲肋厚度按传递设计内力的需要确定,一般为梁翼缘厚度之半,并认为节点域弱一点，有利于调整地震内力；
而日本取梁翼缘厚度加一个等级,认为在这里多用一点钢材是值得的。
〇两国梁端腹板焊缝通过孔形状不同，它与焊接是否方便以
及受力性能有一定关系。
〇美国对梁腹板与连接板的连接的抗剪用焊缝加强,日本规定腹板螺栓不少于2～3列，用增加螺栓数量来加强；
以上构造差异特别是前3项，与破坏情况有明显关系。
（4）美、日的改进措施
震后，在节点构造方面，日本对改进了梁端的焊缝通过孔构造，以便减小应力集中和破坏，在1996年就发表了新工法。
美国作了试验研究，认为现行节点构造大震时不能在梁端出现塑性铰，采取了将塑性铰外移的措施。
推荐的典型构造是将梁翼缘局部削弱的所谓骨式连接（dog-bone）。
这种连接是台湾早此时侯提出的，现在台湾也采用。
图美国的骨式连接
在消除梁下翼缘焊缝焊接衬板边缘的人工缝方面，两国都很
重视。
日本规定了衬板在不同情况下的形式和焊接要求。
美国对下翼缘采用焊后切除衬板，清根补作焊根的方法，认为这样还可消除焊缝缺陷。
为了节省费用，对上翼缘焊缝采取保留衬板焊接边缘的方法。
对节点域，美国提出了加强的想法。
（5）我国采取的对策
〇抗震规范8.3.4条2款规定,梁翼缘与柱翼缘间的全熔透焊缝,“8度乙类焊缝和9度时,应检验V形切口的冲击韧性,其恰帕冲击值在-20℃时不低于27J”。
北岭地震后，美国研究发现，框架节点破坏的首要因素是关键部位焊缝的冲击韧性太低，并规定应改用优质焊条，使焊缝的冲击韧性不低于－29℃时27J。
考虑到我国在高层钢结构施工中，过去没有要求过检验焊缝冲击韧性。
若要求关键部位焊缝普遍符
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