抗震课件第六章

§6．1 多高层钢结构的主要震害特征

钢结构强度高、延性好、重量轻、抗震性能好。总体来说，在同等场地、烈度条件下，钢结构房屋的震害较钢筋混凝土结构房屋的震害要小。例如，在墨西哥城的高烈度区内有102幢钢结构房屋，其中59幢为1957年以后所建，在1985年9月的墨西哥大地震（里氏8.1级）中，1957年以后建造的钢结构房屋倒塌或严重破坏的不多（见表6–1），而钢筋混凝土结构房屋的破坏就要严重得多。

1985年墨西哥城地震中钢结构和钢筋混凝土结构的破坏情况 表6–1 建造年份 1957年以前 1957~1976年 1976年以后

钢结构 倒塌 7 3 0 严重破坏 1 1 0 钢筋混凝土结构 倒塌 27 51 4 严重破坏 16 23 6 多高层钢结构在地震中的破坏形式有三种：①节点连接破坏；②板件破坏；③结构倒塌。

6.1.1 节点连接破坏

主要有两种节点连接破坏，一种是支撑连接破坏（图6–1），另一种是梁柱连接破坏（图6–2），从1978年日本宫城县远海地震（里氏7.4级）所造成的钢结构建筑破坏情况看（表6–2），支撑连接更易遭受地震破坏。

1978年日本宫城县远海地震钢结构建筑破坏类型统计 表6–2 结 构 数 量 破 坏 类 型 柱 过度弯曲 梁 梁、柱局部屈曲 支撑连接 连接破坏 梁柱连接 柱脚连接 其它连接 基础失效 不均匀沉降 总计 破 坏 等 级* Ⅴ – – 2 6 – – – – 8 Ⅳ 2 – 1 13 – 4 1 2 23 Ⅲ – – 1 25 2 2 – 4 34 Ⅱ 2 1 2 63 1 1 1 12 83 18 148 12.2 100 119 80.4 11 7.4 统 计 总数 百分比(%) * Ⅱ级––支撑、连接等出现裂纹，但没有不可恢复的屈曲变形 Ⅲ级––出现小于1/30层高的永久层间变形 Ⅳ级––出现大于1/30层高的永久层间变形 Ⅴ级––倒塌或无法继续使用

6–1

（a）圆钢支撑连接的破坏 （b）角钢支撑连接的破坏 图6–1 支撑连接破坏 横膈板裂缝裂缝裂缝不足引起的断裂 （a）美国Northridge地震 （b）日本阪神地震 图6–2梁柱刚性连接的典型震害现象 1994年美国Northridge和1995年日本阪神地震造成了很多梁柱刚性连接破坏，震害调查发现，梁柱连接的破坏大多数发生在梁的下翼缘处，而上翼缘的破坏要少得多。这可能有两种原因：①楼板与梁共同变形导致下翼缘应力增大；②下翼缘在腹板位置焊接的中断是一个显著的焊缝缺陷的来源。图6–3给出了震后观察到的在梁柱焊缝连接处的失效模式。

(a) 焊缝--柱交界 处完全断开(b) 焊缝--柱交界 处部分断开(c) 沿柱翼缘向上扩 展,完全断开(d) 沿柱翼缘向上扩 展,部分断开(e) 焊趾处梁翼缘 裂通(f) 柱翼缘层状撕裂 (g) 柱翼缘裂通(水 平或倾斜方向)(h) 裂缝穿过柱翼 缘和部分腹板 （a） 美国Northridge地震

6–2

箱形柱梁腹板扇形开口横膈板梁翼缘4321 模式1 –– 翼缘断裂 模式2，3 –– 热影响区断裂 模式4 –– 横膈板断裂 （b）日本阪神地震 图6–3 梁柱焊接连接处的失效模式 梁柱刚性连接裂缝或断裂破坏的原因有： （1）焊缝缺陷，如裂纹、欠焊、夹渣和气孔等。这些缺陷将成为裂缝开展直至断裂的起源。 （2）三轴应力影响。分析表明，梁柱连接的焊缝变形由于受到梁和柱约束，施焊后焊缝残存三轴拉应力，使材料变脆。 （3）构造缺陷。出于焊接工艺的要求，梁翼缘与柱连接处设有垫条，实际工程中垫条在焊接后就留在结构上，这样垫条与柱翼缘之间就形成一条“人工”裂缝（图6–4），成为连接裂缝发展的起源。 柱梁弯矩柱梁翼缘σa人工缝衬板 图6–4 “人工”裂缝 （4）焊缝金属冲击韧性低。美国北岭地震前，焊缝采用E70T-4或E70T-7自屏蔽药芯焊条，这种焊条对冲击韧性无规定，实验室试件和从实际破坏的结构中取出的连接试件在室温下的试验表明，其冲击韧性往往只有10~15J，这样低的冲击韧性使得连接很易产生脆性破坏，成为引发节点破坏的重要因素。 6.1.2 构件破坏 多高层建筑钢结构构件破坏的主要形式有： （1）支撑压屈。支撑在地震中所受的压力超过其屈曲临界力时，即发生压屈破坏（图6–5）。 6–3 图6–5 支撑的压屈 （2）梁柱局部失稳。梁或柱在地震作用下反复受弯，在弯矩最大截面处附近由于过度弯曲可能发生翼缘局部失稳破坏（图6–6）。 图6–6 柱的局部失稳 （3）柱水平裂缝或断裂破坏。1995年日本阪神地震中，位于阪神地震区芦屋市海滨城的52栋高层钢结构住宅，有57根钢柱发生断裂，其中13根钢柱为母材断裂（图6-7a），7根钢柱在与支撑连接处断裂（图6-7b），37根钢柱在拼接焊缝处断裂。钢柱的断裂是出人意料的，分析原因认为：竖向地震使柱中出现动拉力，由于应变速率高，使材料变脆；加上地震时为日本严冬时期，钢柱位于室外，钢材温度低于0oC；以及焊缝和弯矩与剪力的不利影响，造成柱水平断裂。

（a）母材的断裂 （b）支撑处的断裂

图6-7 钢柱的断裂

6.1.3 结构倒塌

结构倒塌是地震中结构破坏最严重的形式。钢结构建筑尽管抗震性能好，但在地震中也有倒塌事例发生。1985年墨西哥大地震中有10幢钢结构房屋倒塌（见表6–1），在1995年日本阪神地震中，也有钢结构房屋倒塌发生。表6–3是阪神地震中Chou Ward地区钢结构房屋震害情况。

6–4

1985年日本阪神地震中Chou Ward地震钢结构房屋震害情况 表6–3 建造年份 1971年以前 1971~1982年 1982年以后 严重破坏或倒塌 5 0 0 中等破坏 0 0 0 轻微破坏 2 3 1 完 好 0 5 7 钢结构房屋在地震中严重破坏或倒塌与结构抗震设计水平关系很大。1957年和1976年，墨西哥结构设计规范分别进行过较大的修订，而1971年是日本钢结构设计规范修订的年份，1982年是日本建筑标准法实施的年份，从表6–1和表6–3知，由于新设计规范采纳了新研究成果，提高了结构抗震设计水平，在同一地震中按新规范设计建造的钢结构房屋倒塌的数量就要比按老规范设计建造的少得多。

§6．2 多高层钢结构的选型与结构布置

6.2.1 结构选型

在结构选型上，多层和高层钢结构无严格界限。但为区分结构的重要性对结构抗震构造措施的要求不同，我国建筑抗震设计规范（GB50011—2001）将超过12层的建筑归为高层钢结构建筑，将不超过12层的建筑归为多层钢结构建筑。 有抗震要求的多高层建筑钢结构可采用框架结构体系（图6–8）、框架––中心支撑结构体系（图6–9）、框架––偏心支撑结构体系（图6–10）及框筒结构体系（图6–11）。框架结构体系的梁柱节点宜采用刚接。 图6–8 纯框架结构 图6–9 各种中心支撑框架结构 ee偏心梁段图6–10 偏心支撑框架结构 6–5

AAAA图6–11 框筒结构 纯框架结构延性好，但抗侧力刚度较差。中心支撑框架通过支撑提高框架的刚度，但支撑受压会屈曲，支撑屈曲将导致原结构承载力降低。偏心支撑框架可通过偏心梁段剪切屈服支撑受压屈曲，从而保证结构具有稳定的承载能力和良好的耗能性能，而结构抗侧力刚度介于纯框架和中心支撑框架之间。框筒实际上是密柱框架结构，由于梁跨小刚度大，使周圈柱近似构成一个整体受弯的薄壁筒体，具有较大的抗侧刚度和承载力，因而框筒结构多用于高层建筑。各种钢结构体系建筑的适用高度与高宽比不宜大于表6–4和表6–5给出的数值。

适用的钢结构房屋最大高度（m） 表6–4

结 构 体 系 框 架 框架––支撑（剪力墙板） 筒体（框筒、筒中筒、束筒）和巨型框架 烈 度 最大高宽比 设 防 烈 度 6、7 110 220 300 8 90 200 260 9 50 140 180 适用的钢结构房屋最大高宽比 表6–5 6、7 6.5 8 6.0 9 5.5 6.2.2结构平面布置

多高层钢结构的平面布置应尽量满足下列要求：

（1）建筑平面宜简单规则，并使结构各层的抗侧力刚度中心与质量中心接近或重合，同时各层刚心与质心接近在同一竖直线上。

（2）建筑的开间、进深宜统一，其常用平面的尺寸关系应符合表6–6和图6–12的要求。当钢框筒结构采用矩形平面时，其长宽比不应大于1.5：1，不能满足此项要求时，宜采用多束筒结构。

L，l，l’，B’的限值 表6-6 L/B ＜5 L/Bmax ＜4 l/b ＜1.5 l’/ Bmax ＞1 B’/ Bmax ＜0.5 6–6

a)d)b)e)c) 图6–12 表6–6中变量的意义 （3）高层建筑钢结构不宜设置防震缝，但薄弱部位应注意采取措施提高抗震能力。如必须设置伸缩缝，则应同时满足防震缝的要求。

（4）宜避免结构平面不规则布置。如在平面布置上具有下列情况之一者，为平面不规则结构：

①任意层的偏心率大于0.15。偏心率可按下列公式计算：

eyex y （6–1） xreyrex其中：

rex式中

KT reyKxKT （6–2） Kyx、y–––分别为所计算楼层在x和y方向的偏心率；

ex、ey–––分别为x和y方向楼层质心到结构刚心的距离； rex、rey–––分别为结构x和y方向的弹性半径；

Kx、Ky–––分别为所计算楼层各抗侧力构件在x和y方向的侧向刚度之

和；

x、y–––以刚心为原点的抗侧力构件坐标。

②结构平面形状有凹角，凹角的伸出部分在一个方向的长度，超过该方向建筑总尺寸的25%。

③楼面不连续或刚度突变，包括开洞面积超过该层楼面面积的50%。

④抗水平力构件既不平行于又不对称于抗侧力体系的两个互相垂直的主轴。 属于上述情况第一、第四项者应计算结构扭转影响；属于第三项者应采用相应的计算模型，属于第二项者应在凹角出采用加强措施。

6–7

6.2.3 结构竖向布置

多高层钢结构的竖向布置应尽量满足下列要求：

（1）楼层刚度大于其相邻上层刚度的70%，且连续三层总的刚度降低不超过50%。 （2）相邻楼层质量之比不超过1.5（屋顶层除外）。 （3）立面收进尺寸的比例L1/L＞0.75（图6–13）。

图6–13 立面收进 （4）任意楼层抗侧力构件的总受剪承载力大于其相邻上层的80%。 （5）框架––支撑结构中，支撑（或剪力墙板）宜竖向连续布置，除底部楼层和外伸刚臂所在楼层外，支撑的形式和布置在竖向宜一致。 6.2.4 结构布置的其它要求

（1）高层钢结构宜设置地下室。在框架––支撑（剪力墙板）体系中，竖向连续布置的支撑（剪力墙板）应延伸至基础。设置地下室时，框架柱应至少延伸到地下一层。

（2）8、9度时，宜采用偏心支撑、带缝钢筋混凝土剪力墙板、内藏钢板支撑或其它消能支撑。

（3）采用偏心支撑框架时，顶层可为中心支撑。 （4）楼板宜采用压型钢板（或预应力混凝土薄板）加现浇混凝土叠合层组成的楼板。楼板与钢梁应采用栓钉或其它元件连接（图6–14）。当楼板有较大或较多的开孔时，可增设水平钢支撑以加强楼板的水平刚度。 现浇混凝土栓钉压型钢板钢梁 图6–14 楼板与钢梁的连接 （5）必要时可设置由筒体外伸臂和周边桁架组成的加强层。

6–8

§6.3 多高层钢结构的抗震概念设计

完整的建筑结构抗震设计包括三个方向的内容与要求，概念设计、抗震计算与构造措施。概念设计在总体上把握抗震设计的主要原则，弥补由于地震作用及结构地震反应的复杂性而造成抗震计算不准确的不足；抗震计算为建筑抗震设计提供定量保证；构造措施则为保证抗震概念与抗震计算的有效提供保障。结构抗震设计上述三个方面的内容是一个不可割裂的整体，忽略任何一部分，都可能使抗震设计失效。

多高层钢结构抗震设计在总体上需把握的主要原则有，保证结构的完整性，提高结构延性，设置多道结构防线。下面介绍实现这些原则的一些抗震概念及具体要求。

6.3.1 优先采用延性好的结构方案

刚接框架、偏心支撑框架和框筒结构是延性较好的结构形式，在地震区应优先采用。然而，铰接框架有施工方便及中心支撑框架有刚度大、承载力高的优点，在地震区也可以采用。在具体选择结构形式时应注意：

（1）多层钢结构可采用全刚接框架及部分刚 接框架，不允许采用全铰接框架及全铰接框架加支撑的结构形式。当采用部分刚架框架时，结构外围周边框架应采用刚接框架。

（2）高层钢结构应采用全刚接框架。当结构刚度不够时，可采用中心支撑框架、钢框架－混凝土芯筒或钢框筒结构形式；但在高烈度区（8度和9度区），宜采用偏心支撑框架和钢框筒结构。

6.3.2 多道结构防线要求

对于钢框架－支撑结构及钢框架－混凝土芯筒（剪力墙）结构，钢支撑或混凝土芯筒（剪力墙）部分的刚度大，可能承担整体结构绝大部分地震作用力。但钢支撑或混凝土芯筒（剪力墙）的延性较差，为发挥钢框架部分延性好的作用，承担起第二道结构抗震防线的责任，要求钢框架的抗震承载力不能太小，为此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倍两者的较小值。

6.3.3 强节点弱构件要求

为保证结构在地震作用下的完整性，要求结构所有节点的极限承载力大于构件在相应节点处的极限承载力，以保证节点不先于构件破坏，防止构件不能充分发挥作用。为此，对于多高层钢结构的所有节点连接，除应按地震组合内力进行弹性设计验算外。还应进行“强节点弱构件”原则下的极限承载力验算。

1、梁与柱的连接要求

梁与柱连接的极限受弯、受剪承载力，应符合下列要求：

Mu1.2Mp （6-3）

Vu1.3(式中

2MpV0) 且 Vu0.58hwtwfy （6-4） lhMu——梁上下翼缘全熔透坡口焊缝的极限受弯承载力；

6–9

Vu——梁腹板连接的极限受剪承载力；

Mp——梁（梁贯通时为柱）的全塑性受弯承载力；

V0——竖向荷载作用下梁端剪力设计值；

； ln ——梁的净跨（梁贯通时取该楼层柱的净高）

hw、tw——梁腹板的高度和厚度；

fy——钢材屈服强度。

2、支撑连接要求

支撑与框架的连接及支撑拼接的极限承载力，应符合下式要求

Nubr1.2Afy （6-5）

式中

Nubr――螺栓连接和节点板连接在支撑轴线方向的极限承载力；

A ――支撑截面的毛面积； fy ――支撑钢材的屈服强度。

3、梁、柱构件的拼接要求

梁、柱构件拼接的极限承载力应符合下列要求：

Vu0.58hwtwfy （6-6）

无轴力时 有轴力时 式中

Mu1.2Mp （6-7a） Mu1.2Mpc （6-7b）

Mu、Vu――分别为构件拼接的极限受弯、受剪承载力； hw、tw――拼接构件截面腹板的高度和厚度；

fy――被拼接构件的钢材屈服强度；

Mp――无轴力时构件截面塑性弯矩；

Mpc――有轴力时构件截面塑性弯矩，可按下列情况分别计算

0.13时， MpcMp （6-8） 0.13时， Mpc1.151N/NyMp（6-9）

工字型截面（绕强轴）和箱型截面 当N/Ny 当N/Ny 6–10

工字型截面（绕弱轴） 当N/NyAw/A时 MpcMp （6-10） Aw/A时 Mpc 当N/Ny式中

NAf2wyMp（6-11） 1NyAwfyN――构件内轴力；

Ny――构件轴向屈服力；

Aw――工字型截面腹板面积；

A――构件截面面积。

当拼接采用螺栓连接时，尚应符合下列要求：

翼缘 且 腹板 且 式中

bnNcu1.2Affy （6-12） bnNvu1.2Affy （6-13） bbNcuVu/n2NMbNvu2V/nNu2 （6-14） （6-15）

b2MbbNvu、Ncu――一个螺栓的极限受剪承载力和对应的板件极限承压力；

Af――翼缘的有效截面面积；

b ――腹板拼接中弯矩引起的一个螺栓的最大剪力； NM n ――翼缘拼接或腹板拼接一侧的螺栓数。

4、连接极限承载力的计算

焊缝连接的极限承载力可按下列公式计算：

对接焊缝受拉

角焊缝受剪

式中

NuAwffu （6-16） Vu0.58Awffu （6-17）

Awf――焊缝的有效受力面积； fu――构件母材的抗拉强度最小值。

bNvu0.58nfAebfub （6-18） bb （6-19） Ncudtfcu高强度螺栓连接的极限受剪承载力，应取下列二式计算的较小者：

6–11

式中 力；

bbNvu、Ncu――分别为一个高强度螺栓的极限受剪承载力和对应的板件极限承压

nf――螺栓连接的剪切面数量； Aeb――螺栓螺纹处的有效截面面积； fub――螺栓钢材的抗拉强度最小值； d――螺栓杆直径；

t――同一受力方向的钢板厚度之和；

bfcu――螺栓连接板的极限承压强度，取1.5fu。

6.3.4 强柱弱梁要求

图5-9给出了强柱弱梁型框架与强梁弱柱型框架完全屈服时的塑性铰分布情况。显然，

强柱弱梁型框架屈服时产生塑性变形而耗能的构件比强梁弱柱型框架多，而在同样的结构顶点位移条件下，强柱弱梁型框架的最大层间变形比强梁弱柱型框架小，因此强柱弱梁型框架的抗震性能较强梁弱柱型框架优越。为保证钢框架为强柱弱梁型，框架的任一梁柱节点处需满足下列要求：

WfpcycN/AcWpbfyb （6-20）

式中

Wpc、Wpb――分别为柱和梁的塑性截面模量；

N――柱轴向压力设计值；

Ac――柱截面面积；

fyc、fyb――分别为柱和梁的钢材屈服强度；

――强柱系数，超过6度的钢框架，6度IV类场地和7度时可取1.0，8度时可取1.05，9度时可取1.15。

当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和钢材抗拉强度设计值乘积的比值不超过0.4，或作为轴心受压构件在2倍地震力下稳定性得到保证时，则无需满足式（6-20）的强柱弱梁要求。

6.3.5 偏心支撑框架弱消能梁段要求

偏心支撑框架的设计思想是，在罕遇地震作用下通过消能梁段的屈服消能地震能量，而达到保护其他结构构件不破坏和防止结构整体倒塌的目的。因此，偏心支撑框架的设计原则是强柱、强支撑和弱消能梁段。

为实现弱消能梁段要求，可对多遇地震作用下偏心支撑框架构件的组合内力设计值进行调整，调整要求如下：

（1）支撑斜杆的轴力设计值，应取与支撑斜杆相连接的消能梁段达到受剪承载力时支

6–12

撑斜杆轴力与增大系数的乘积，其值在8度以下时不应小于1.4，9度时不应小于1.5。

（2）位于消能梁段同一跨的框架梁内力设计值，应取消能梁段达到受剪承载力时框架梁内力与增大系数的乘积，其值在8度以下时不应小于1.5，9度时不应小于1.6。

（3）框架柱的内力设计值，应取消能梁段达到受剪承载力时柱内力与增大系数的乘积，其值在8度及以下时不应小于1.5，9度时不应小于1.6。

偏心支撑框架消能梁段的受剪承载力可按下列公式计算：

当

N0.15Af时

VVl/RE （6-21）

Vl0.58Awfy 或 Vl2Mlp/a，取较小值

Awh2tftw （6-22）

MlpWpf (6-23)

当

N0.15Af时

VVlc/RE (6-24)

Vlc0.58Awfy1N/Af2 (6-25)

或

Vlc2.4Mlp1N/Af/a， (6-26)

Vlc取公式(6-25)、(6-26)计算所得的较小值

式中

――系数，可取0.9；

V、N――分别为消能梁段的剪力设计值和轴力设计值；

Vl、Vlc――分别为消能梁段的受剪承载力和计入轴力影响的受剪承载力；

Mlp――消能梁段的全塑性受弯承载力；

a、h、tw、tf――分别为消能梁段的长度、截面高度、腹板厚度和翼缘厚度；

A、Aw――分别为消能梁段的截面面积和腹板截面面积；

Wp――消能梁段的塑性截面模量；

f、fy ――分别为消能梁段钢材的抗拉强度设计值和屈服强度；

RE――消能梁段承载力抗震调整系数，取0.85。

6–13

6.3.6 其他抗震特殊要求

1、节点域的屈服承载力要求

试验研究发现，钢框架梁柱节点域具有很好的滞回耗能性能（图6-15），地震下让其屈服对结构抗震有利。但节点域板太薄，会使钢框架的位移增大较多，而太厚又会使节点域不能发挥耗能作用，故节点域既不能太薄又不能太厚。因此节点域在满足弹性内力设计式的要求条件，其屈服承载力尚应符合下式要求：

Mpb1Mpb2/Vp43fv (6-27)

式中

Mpb1、Mpb2――分别为节点域两侧梁的全塑性受弯承载力；

Vp ――节点域体积；

fv ――钢材的抗剪强度设计值；

 ――折剪系数，6度IV类场地和7度时可取0.6，8、9度时可取0.7。 （a）试件 （b）滞回曲线

图6-15 钢框架节点域试验

对于工字形截面柱和箱形截面柱的节点域应按下列公式验算：

tw(hbhc)90 （6–28） (Mb1Mb2)Vp(43)fvRE （6–29）

式中

hb、hc—分别为梁腹板高度和柱腹板高度；

tw—柱在节点域的腹板厚度；

Mb1、Mb2—分别为节点域两侧梁的弯矩设计值；

Vp—节点域的体积；

6–14

RE—节点域承载力抗震调整系数，可采用0.85。

2、支撑斜杆的抗震承载力

中心支撑框架的支撑斜杆在地震作用下将受反复的轴力作用，支撑即可受拉，也可能受压。由于轴心受力钢构件的抗压承载力要小于抗拉承载力，因此支撑斜杆的抗震应按受压构件进行设计。然而，试验发现支撑在反复轴力作用下有下列现象（图6-16）：

1支撑首次受压屈曲后，第二次屈曲荷载明显下降，而且以后每次的屈曲荷载还将逐○

渐下降，但下降幅度趋于收敛；

2支撑受压屈曲后的抗压承载力的下降幅与支撑长细比有关，支撑长细比，下降幅度○

越大，支撑长细比越小，下降幅度越小。

图6-16 支撑试验滞回曲线

考虑支撑在地震反复轴力作用下的上述受力特征，对于中心支撑框架支撑斜杆，其抗震承载力应按下式验算：

Nf/RE (6-30) Abr其中 式中

1， n10.35nfy/E

N――支撑斜杆的轴向力设计值；

Abr――支撑斜杆的截面面积；

――轴心受压构件的稳定系数；

――受循环荷载时的强度降低系数；

n――支撑斜杆的正则化长细比；

E――支撑斜杆材料的弹性模量； fy――钢材屈服强度；

6–15

RE――支撑承载力抗震调整系数，RE0.8。

3、人字形和V形支撑框架设计要求

中心支撑框架采用人字形支撑或V形支撑时，需考虑支撑斜杆受压屈服后产生的特殊问题。人字形支撑在受压斜杆屈曲时，楼板要下陷，V形支撑在受压斜杆屈曲时，楼板要上隆。为防止这种情况的出现，横梁设计除应考虑设计内力外，还应按中间无支座的简支梁（考虑弹塑性阶段梁端出现塑性铰）验算楼面荷载作用下的承载力，但在横梁支撑处可考虑支撑受压屈曲提供的一定的与楼面荷载方向相反的反力作用，该反力可取为受压支撑屈曲压力竖向分量的30%。

此外，人字形和V形支撑抗震设计时，斜杆地震内力应乘增大系数1.5，以减小楼板下陷或上隆现象的发生。

§6．4 多高层钢结构的抗震计算要求

6.4.1 计算模型

确定多高层钢结构抗震计算模型时，应注意：

（1）进行多高层钢结构地震作用下的内力与位移分析时，一般可假定楼板在自身平面内为绝对刚性。对整体性较差、开孔面积大、有较长的外伸段的楼板，宜采用楼板平面内的实际刚度进行计算。

（2）进行多高层钢结构多遇地震作用下的反应分析时，可考虑现浇混凝土楼板与钢梁的共同作用。在设计中应保证楼板与钢梁间有可靠的连接措施。此时楼板可作为梁翼缘的一部分计算梁的弹性截面特性，楼板的有效宽度be按下式计算（图6–17）：

beb0b1b2 （6–31）

式中 b0–––钢梁上翼缘宽度；

b1、b2–––梁外侧和内侧的翼缘计算宽度，各取梁跨度l的1/6和翼缘板厚度t的6倍中的较小值。此外，b1高不应超过翼板实际外伸宽度s1；b2不应超过相邻梁板托间净距s0的1/2。

图6–17 楼板的有效宽度 进行多高层钢结构罕遇地震反应分析时，考虑到此时楼板与梁的连接可能遭到破坏，则

6–16 不应考虑楼板与梁的共同工作。

（3）多高层钢结构的抗震计算可采用平面抗侧力结构的空间协同计算模型。当结构布置规则、质量及刚度沿高度分布均匀、不计扭转效应时，可采用平面结构计算模型；当结构平面或立面不规则、体型复杂，无法划分平面抗侧力单元的结构以及筒体结构时，应采用空间结构计算模型。

（4）多高层钢结构在地震作用下的内力与位移计算，应考虑梁柱的弯曲变形和剪切变形，尚应考虑柱的轴向变形。一般可不考虑梁的轴向变形，但当梁同时作为腰桁架或桁架的弦杆时，则应考虑轴力的影响。

（5）柱间支撑两端应为刚性连接，但可按两端铰接计算。偏心支撑中的耗能梁段应取为单独单元。

（6）应计入梁柱节点域剪切变形（图6–18）对多高层建筑钢结构位移的影响。可将梁柱节点域当作一个单独的单元进行结构分析，也可按下列规定作近似计算：

①对于箱形截面柱框架，可将节点域当作刚域，刚域的尺寸取节点域尺寸的一半。 ②对于工字形截面柱框架，可按结构轴线尺寸进行分析。若结构参数满足EIbmKmhbm1且5时，可按下式修正结构楼层处的水平位移。

图6–18 节点域剪切变形 ui'(1其中

1000.5)ui （6–32） 2IhEIbmEIbmcmbm417.51.810.7 （6–33） KmhbmIhKmhbmbmcm式中

ui'––修正后的第i层楼层的水平位移；

ui––不考虑节点域剪切变形并按结构轴线尺寸计算所得第i层楼层得水平位移； Icm、Ibm––分别为结构全部柱和梁截面惯性矩得平均值； hcm、hbm––分别为结构全部柱和梁腹板高度的平均值； Km––节点域剪切刚度的平均值

KmhcmhbmtmG （6–34）

6–17

tm––节点域腹板厚度平均值；

E––钢材的弹性模量； G––钢材的剪切模量。

6.4.2 地震作用

多高层钢结构的阻尼比较小，按反应谱法计算多遇地震下的地震作用时，高层钢结构的阻尼比可取为0.02，多层（不超过12层）钢结构的阻尼比可取为0.035。但计算罕遇地震下的地震作用时，应考虑结构进入弹塑性，多高层钢结构的阻尼比均可取为0.05。

6.4.3 计算有关要求

进行多高层钢结构抗震计算时，应注意满足下列设计要求：

（1）进行多遇地震下抗震设计时，框架––支撑（剪力墙板）结构体系中总框架任意楼层所承担的地震剪力，不得小于结构底部总剪力的25%。

（2）在水平地震作用下，如果楼层侧移满足下式，则应考虑P–△效应。

h式中

0.1V （6–35） P—多遇地震作用下楼层层间位移； h—楼层层高；

P—计算楼层以上全部竖向荷载之和； V—计算楼层以上全部多遇水平地震作用之和。

11此时该楼层的位移和所有构件的内力均应乘以下式放大系数。

PhV （6–36）

（3）验算在多遇地震作用下整体基础（筏形基础或箱形基础）对地基的作用时，可采用底部剪力法计算作用于地基的倾覆力矩，但宜取0.8的折减系数。

（4）当在多遇地震作用下进行构件承载力验算时，托柱梁及承托钢筋混凝土抗震墙的钢框架柱的内力应乘以不小于1.5的增大系数。

§6.5 多高层钢结构抗震构造要求 6.5.1纯框架结构抗震构造措施

1、框架柱的长细比

在一定的轴力作用下，柱的弯矩转角如图6-19所示。研究发现，由于几何非线性（P－δ效应）的影响，柱的弯曲变形能力与柱的轴压比及柱的长细比有关（见图6-20，图6-21），柱的轴压比与长细比越大，弯曲变形能力越小。因此，为保障钢框架抗震的变形能力，需对框架柱的轴压比及长细比进行。

我国规范目前对框架柱的轴压比没有提出要求，建议按重力荷载代表值作用下框架柱

6–18

的地震组合轴力设计值计算的轴压比不大于0.7。

对于框架柱的长细比，则应符合下列规定：

（1）不超过12层的钢框架梁柱的长细比，6~8度时不应大于120应大于100235/fy，9度时不

235/fy。

（2）超过12层的钢框架柱的长细比，应符合表6-7的规定。

表6-7 超过12层框架的柱长细比限值 烈度 长细比 6度 120 7度 80 8度 60 9度 60 注：表列表值适用于Q235钢，采用其他牌号钢材时，应乘以

235fy。

图6-19 柱的弯矩转角关系

图6-20 柱的变形能力与轴压比的关系

6–19

图6-21 柱的变形能力与长细比的关系

2、梁、柱板件宽厚比

图6-22是日本所做的一组梁柱试件，在反复加载下的受力变形情况。可见，随着构件板件宽厚比的增大，构件反复受载的承载能力与耗能能力将降低。其原因是，板件宽厚比越大，板件越易发生局部屈曲，从而影响后继承载性能。

考虑到框架柱的转动变形能力要求比框架梁的的转动变形能力要求低，因此框架柱的板件宽厚比限值可比框架梁的板件宽厚比限值大，具体要求如下：

(1) 不超过12层框架的梁、柱板件宽厚比应符合表6-8的要求： (2) 超过12层框架梁、柱板件宽厚比应符合表6-9的规定：

不超过12层框架的梁柱板件宽厚比限值 表6-8 板件名称 柱 工字形截面翼缘外伸部分 箱型截面壁板 工字型截面腹板 梁 工字型截面和箱型截面翼缘外伸部分 箱型截面翼缘在两腹板间的部分 工字型截面和箱型截面腹板 Nb/Af0.37 Nb/Af0.37 7度 13 40 52 11 36 85120Nb/Af 8度 12 36 48 10 32 80110Nb/Af 9度 11 36 44 9 30 7200Nb/Af 40 39 35 注：1. 表列数值适用于Q235，当材料为其他牌号钢材时，应乘以

235fy。

2. 表中Nb为梁的轴向力，A为梁的截面积，f为梁的钢材抗拉强度设计值。

超过12层框架的梁柱板件宽厚比限值 表6-9

6–20

板件名称 柱 工字形截面翼缘外伸部分 工字型截面腹板 箱型截面壁板 梁 工字型截面和箱型截面翼缘外伸部分 箱型截面翼缘在两腹板间的部分 工字型截面和箱型截面腹板 6度 13 43 39 11 36 85120Nb/Af 7度 11 43 37 10 32 80110Nb/Af 8度 10 43 35 9 30 72100Nb/Af 9度 9 43 33 9 30 7200Nb/Af 注：1. 表列数值适用于Q235，当材料为其他牌号钢材时，应乘以

235fy。

2. 表中Nb为梁的轴向力，A为梁的截面积，f为梁的钢材抗拉强度设计值。

(a) b/t=8 (b) b/t=11 (c) b/t=16

150750mm75PHH-100×100×W×Td2bH-150×150×7×11(d) 试件

图6-22 梁柱试件反复加载试验

3、梁与柱的连接构造

梁柱的连接构造，应符合下列要求： （1）梁与柱的连宜采用柱贯通型。

（2）柱在两个互相垂直的方向都与梁刚接时，宜采用箱形截面。当仅在一方向刚接时，

6–21

宜采用工字型截面，并将柱腹板置于刚接框架平面内。

（3）梁翼缘与柱翼缘应采用全熔透坡口焊缝。

（4）柱在梁翼缘对应位置应设置横向加劲肋，且加劲肋厚度不应小于梁翼缘厚度。 （5）当梁翼缘的塑性截面模量小于梁全截面塑性截面模量的70%时，梁腹板与柱的连接螺栓不得小于二列；当计算仅需一列时，仍应布置二列，且此时螺栓总数不得小于计算值的1.5倍。

为防止框架梁柱连接处发生脆性断裂，可以采用如下措施：

1严格控制焊接工艺操作，重要的部位由技术等级高的工人施焊，减少梁柱连接中的○

焊接缺陷；

28度乙类建筑和9度时，○应检验梁翼缘处全焊透坡口焊缝V形切口的冲击韧性，其冲

o

击韧性在－20C时不低于27J。

3适当加大梁腹板下部的割槽口（位于垫板上面，用于梁下翼缘与柱翼缘的施焊）○，以便于工人操作，提高焊缝质量；

4补充梁腹板与抗剪连接板之间的焊缝（图6-23）○； 5采用梁端加盖板和加腋（图6-24）○，或梁柱采用全焊接方式来加强连接的强度； 6利用节点域的塑性变形能力，为此节点域可先设计成先于梁端屈服，但仍需满足有○

关公式的要求。

7利用“强节点弱杆件”的抗震概念，将梁端附近截面局部削弱。试验表明，基于这○

一思想的梁端狗骨式设计（图6-25）具有优越的抗震性能，可将框架的屈服控制在削弱的梁端截面处。设计与制作时，月牙形切削的切削面应刨光，起点可距梁端约150mm，切削后梁翼缘最小截面积不宜大于原截面积的90%，并应能承受按弹性设计的多遇地震下的组合内力。为进一步提高梁端的变形延性，还可根据梁端附近的弯矩分布，对梁端截面的削弱进行更细致的设计，使得梁在一个较长的区段（同步塑性区）能同步地进行塑性耗能（图6-26）。建议梁的同步塑性区L3的长度取为梁高的一半，使梁的同步塑性区各截面的塑性抗弯承载力比弯矩设计值同等地低5%~10%，在同步塑性区的两端各有一个L2＝L4＝100mm左右的光滑过渡区，过渡区离柱表面L1＝50~100mm，以避开热影响区。

补充焊 图6-23 梁腹板补焊 梁梁 腋梁盖板 柱 柱 腋 6–22

图6-24 梁柱连接的加强

图6-25 狗骨式设计 弯矩图（设计值） 图6-26 同步塑性设计 如图所示上下翼缘两侧开4个圆形切口，切口与圆形平行并磨光。承载力削弱L3L2L1L3L4 6.5.2 中心支撑框架抗震构造措施 1、受拉支撑的布置要求 考虑地震作用方向是任意的，且为反复作用，当中心支撑采用只能受拉的斜杆体系时，应同时设置两组不同倾斜方向的斜杆，且两组斜杆的截面面积在水平方向的投影面积之差不得大于10%。 2、支撑杆件的要求

在地震作用下，支撑杆件可能会经历反复的压曲拉直作用，因此支撑杆件不宜采用焊接截面，应尽量采用轧制型钢。若采用焊接H型截面作支撑构件时，在8、9度区，其翼缘与腹板的连接宜采用全焊透连接焊缝。

为限值支撑压曲造成的支撑板件的局部屈曲对支撑承载力及耗能能力的影响，对支撑板件的宽厚比需限值更严，应不大于表6-10规定的限值。

钢结构中心支撑板件宽厚比限值 表6-10 板件名称 不超过12层 7度 翼缘外伸部分 工字型截面腹板 箱型截面腹板

超过12层 9度 9 27 25 6度 9 25 23 6–23

8度 11 30 28 7度 8 23 21 8度 8 23 21 9度 7 21 19 13 33 31 圆管外径 与壁厚比 42 40 40 38 注：表列数值适用于Q235钢，采用其他牌号钢材应乘以

235fy。

为使支撑杆件最低具有一定的耗能性能，中心支撑杆件的长细比不宜大于表6-11的限值。此外，当支撑为填板连接的双肢组合构件时，肢件在填板间的长细比不应大于构件最大长细比的1/2，且不应大于40。

钢结构中心支撑板件长细比限值 表6-11 类型 不超过12层 超过12层 按压杆设计 按拉杆设计 6、7度 150 200 120 8度 120 150 90 9度 120 150 60 注：表列数值适用于Q235钢，采用其他牌号钢材应乘以

235fy。

3、支撑节点要求

当结构超过12层时，支撑宜采用H型钢制作，两端与框架可采用刚接构造。支撑与框架连接处，支撑杆端宜放大做成圆弧状，梁柱与支撑连接处应设置加劲肋见图6-27。

当结构不超过12层时，若支撑与框架采用节点板连接，支撑端部至节点板嵌固点在支撑杆件方向的距离，不应小于节点板厚度的2倍（图6-28）。试验表明，这个不大的间隙允许节点板在强震时有少许屈曲，能显著减少支撑连接的破坏，有积极作用。 图6-27 H型钢支撑连接节点示例 6–24 支撑节点板

图6-28 支撑端部节点板构造示意图

4、框架部分要求

中心支撑框架结构的框架部分的抗震构造措施要求可与纯框架结构抗震构造措施要求一致。但当房屋高度不高于100m且框架部分承担的地震作用不大于结构底部总地震剪力的25%时，8、9度的抗震构造措施可按框架结构降低一度的相应要求采用。

6.5.3 偏心支撑框架抗震构造措施

1、消能梁段的长度

偏心支撑框架的抗震设计应保证罕遇地震下结构屈服发生消能梁段上，而消能梁的屈服形式有两种，一种是剪切屈服型，另一种是弯曲屈服型。试验和分析表明，剪切屈服型消能梁段的偏心支撑框架的刚度和承载力较大，延性和耗能性能较好，抗震设计时，消能梁段宜设计成剪切屈服型。其净长a满足下列公式要求者为剪切屈服型消能梁段

当Aw/A0.3时 a1.6Mp (6-37a) VpAwMp当Aw/A0.3时 a1.150.5 (6-37b) 1.6AVp其中 式中

Vp0.58fyhofw (6-38)

MpWpfy (6-39) Vp――消能梁段塑性受剪承载力；

Mp――消能梁段塑性受弯承载力；

ho――消能梁段腹板高度； tw――消能梁段腹板厚度；

Wp――消能梁段截面塑性抵抗矩；

A――消能梁段截面面积； Aw――消能梁段腹板截面面积。

0.16Af时，应设计

当消能梁段与柱连接，或在多遇地震作用下的组合轴力设计值N成剪切屈服型。

2、消能梁段的材料及板件宽厚比要求

偏心支撑框架主要依靠消能梁段的塑性变形消能地震能量，故对消能梁段的塑性变形能力要求较高。一般钢材的塑性变形能力与其屈服强度成反比，因此消能梁段所采用的钢材的屈服强度不能太高，应不大于345MPa。

此外，为保障消能梁段具有稳定的反复受力的塑性变形能力，消能梁段腹板不得加焊

6–25

贴板提高强度，也不得在腹板上开洞，且消能梁段及与消能梁段同一跨内的非消能梁段，其板件的宽厚比不应大于表6-12的限值。

偏心支撑框架梁板件宽厚比限值 表6-12 板件名称 翼缘外伸部分 腹板 当N/Af0.14时 当N/Af0.14时 宽厚比限值 8 9011.65N/Af 332.3N/Af 1表列数值适用于Q235钢，当材料为其他钢号时，应乘以注：○

235/fy。

2N为偏心支撑框架梁的轴力设计值；A为梁截面面积；f为钢材抗拉强度设计值。 ○

3、消能梁段加劲肋的设置

为保证在塑性变形过程中消能梁段的腹板不发生局部屈曲，应按下列规定在梁腹板两侧设置加劲肋（图6-29）：

1在与偏心支撑连接处应设加劲肋。 ○

2在距消能梁段端部b处，应设加劲肋。b为消能梁段翼缘宽度。 ○ff3在消能梁段中部应设加劲肋，加劲肋间距C应根据消能梁段长度a确定。 ○

当a1.6Mp当a2.6Mp/Vp时，最大间距为30twho/5；

/Vp时，最大间距为52twho/5；

当a介于以上两者之间时，最大间距用线性插值确定。其中tw、ho分别为消能梁段腹板厚度与高度。

bfca cbf图6-29 偏心支撑框架消能梁段加劲肋的布置

消能梁段加劲肋的宽度不得小于0.5bftw，厚度不得小于tw或10mm。加劲肋应采用

角焊缝与消能梁段腹板和翼缘焊接，加劲肋与消能梁段腹板的焊缝应能承受大小为Astfy的力，与翼缘的焊缝应能承受大小为Astfy劲肋屈服强度。

6–26

/4的力。其中Ast为加劲肋的截面面积，fy 为加

4、消能梁段与柱的连接

为防止消能梁段与柱的连接破坏，而使消能梁段不能充分发挥塑性变形耗能作用，消能梁段与柱的连接应符合下列要求：

（1）消能梁段翼缘与柱翼缘之间应采用坡口全熔透对接焊缝连接，消能梁段腹板与柱之间应采用角焊缝连接；角焊缝的承载力不得小于消能梁段腹板的轴向承载力、受剪承载力和受弯承载力。

（2）消能梁段与柱腹板连接时，消能梁段翼缘与连接板间应采用坡口全熔透焊缝，消能梁段腹板与柱间应采用角焊缝；角焊缝的承载力不得小于消能梁段腹板的轴向承载力、受剪承载力和受弯承载力。

5、支撑及框架部分要求

偏心支撑框架的支撑杆件的长细比不应大于120235/fy，支撑杆件的板件宽厚比不

应超过轴心受压构件按弹性设计时的宽厚比限值。

偏心支撑框架结构的框架部分的抗震构造措施要求可与纯框架结构抗震构造要求一致。但当房屋高度不高于100m且框架部分承担的地震作用不大于结构底部总地震剪力的25%时，8、9度时抗震构造措施可按框架结构降低一度的相应要求采用。

习 题

一、问答题

1．多高层钢结构梁柱刚性连接断裂破坏的主要原因是什么？ 2．钢框架柱发生水平断裂破坏的可能原因是什么？ 3．为什么楼板与钢梁一般应采用栓钉或其它元件连接？

4．为什么进行罕遇地震结构反应分析时，不考虑楼板与钢梁的共同工作作用？

5．进行钢框架地震反应分析与进行钢筋混凝土框架地震反应分析相比有何特殊因素要考虑？

6．在同样的设防烈度条件下，为什么多高层建筑钢结构的地震作用大于多高层建筑钢筋混凝土结构？

7．对于框架––支撑结构体系，为什么要求框架任一楼层所承担的地震剪力不得小于一定的数值？

8．抗震设计时，支撑斜杆的承载力为什么折减？ 9．防止框架梁柱连接脆性破坏可采取什么措施？ 10．中心支撑钢框架抗震设计应注意哪些问题？ 11．偏心支撑钢框架抗震设计应注意哪些问题？

6–27