第6章-钢结构建筑抗震与设防1

300
260
180
钢结构房屋适用的最大高宽比
烈度 最大高宽比 6、7 7.5 8 7.0 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。
楼板的有效宽度be按下式计算： be=b0+b1+b2 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。
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，则不应考虑楼板与梁的共同工作。

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 下列清况之一者，为平面不规则结构: ①任意层的偏心率大于0.15。 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。
6.2.1 结构选型

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。 高层钢结构的结构体系主要有框架体系、框架一支撑（剪力 墙板）体系、筒体体系（框筒、筒中筒、桁架筒、束筒等） 或巨型框架体系。 （１）框架体系 框架体系是沿房屋纵横方向由多榀 平面框架构成的结构。这类结构的抗侧 力能力主要决定于梁柱构件和节点的强 纯框架结构 度与延性，故节点常采用刚性连接节点。 延性好， 框架结构体系的梁柱节点宜采用刚接。
梁柱焊接连接处的失效模式
“人工”裂缝
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。 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 垫板，实际工程中垫板在焊接后就留在结构上，这样垫板与柱 翼缘之间就形成一条“人工”裂缝，成为连接裂缝发展的起源。
（ 3）框架－剪力墙板体系 框架－剪力墙板体系是以钢框架为主体，并配置一定 数量的剪力墙板。剪力墙板主要类型：① 钢板剪力墙板； ② 内藏钢板支撑剪力墙墙板；③ 带竖缝钢筋混凝土剪力 墙板。
内藏钢板支撑剪力墙板
带竖缝剪力墙板
（4）筒体体系 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。筒体结构体系可分 为框架筒、桁架筒、筒中筒及束筒等体系。 如右图： ( a ）框架筒； ( b ）桁架筒； ( c ）筒中筒； ( d ）束筒
6.3 多高层钢结构的抗震概念设计
完整的建筑结构设计包括：概念设计、抗震计算、 构造措施。 三方面缺一不可，忽略任何一部分，都可能使抗 震设计失效。 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。
6.3.1 优先采用延性好的结构方案
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
当拼接采用螺栓连接时，尚应符合下列要求： 翼缘：
4 连接极限承载力的计算
高强螺栓连接的极限受剪承载力，应取下列二式 计算的较小者：
多高层钢结构的抗震计算要求 计算模型 地震作用 计算有关要求
6.3.1
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
第6章 多高层建筑结构抗震设计
§ 6.1 § 6.2 § 6.4 § 6.5 多高层钢结构的主要震害特征 多高层钢结构的选型与结构布置 多高层钢结构的抗震计算要求 多高层钢结构抗震构造要求
6.1 多高层钢结构的主要震害特征 6.1.0 6.1.1 6.1.2 6.1.3 概述 节点连接破坏 构件破坏 结构倒塌
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
钢结构 建造年份 倒塌 1957年以前 1957一1976年 7 3 严重破坏 1 1
钢筋混凝土结构 倒塌 27 51 严重破坏 16 23
1976年以后
wenku.baidu.com
0
0
4
6
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，另一种 是梁柱连接破坏，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。
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 缘的一部来计算梁的弹性截面特性。
立面收进
6.2.4 结构布置的其他要求
1)高层钢结构宜设置地下室。在框架一支撑(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、 内藏钢板支撑和其他消能支撑。 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他元件连接。 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。 5)人字形和V字形支撑要求，防止楼板下陷和隆起。
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。在地震时支撑所受的压力超过其屈曲临界 力时，即发生压屈破坏。 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 3)柱水平裂缝或断裂破坏。1995年日本阪神地震中，位 于阪神地震区芦屋浜的52栋高层钢结构住宅，有57根钢柱发 生水平裂缝破坏。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，加上截面弯矩和剪力的 影响，造成柱水平断裂。
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、且 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
为筒体结构时，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
建造年份 1971年以前 1971一1982年
1982年以后
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0
1
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柱的水平断裂
钢柱(箱形截面500mm x 500mm)地震脆断实例 (图下中间所示为硬币，以示断缝大小)
6.2 多高层钢结构的选型与结构布置

6.2.1 6.2.2 6.2.3 6.2.4
结构选型 结构平面布置 结构竖向布置 结构布置的其他要求
抗侧力刚度较差
（ 2 ）框架－支撑体系 框架－支撑体系是在框架体系中沿结构的纵、横两个方向 均匀布置一定数量的支撑所形成的结构体系。支撑体系的布置 由建筑要求及结构功能来确定。 Ａ.中心支撑 中心支撑是指斜杆、横梁及柱汇交于一点的支撑体系， 或两根斜杆与横杆汇交于一点，也可与柱子汇交于一点，但 汇交时均无偏心距。 中心支撑的类型 ( a ) X 形支撑； ( b )单斜支撑； ( c )人字形支撑； ( d ) K 形支撑； ( e ) V 形支撑
Ｂ. 偏心支撑 偏心支撑是指支撑斜杆的两端，至少有一端与梁相交（不 在柱节点处），另一端可在梁与柱交点处连接，或偏离另一根 支撑斜杆一段长度与梁连接，并在支撑斜杆杆端与柱子之间构 成一耗能梁段，或在两根支撑与杆之间构成一耗能梁段的支撑。
（a）门架式 1；（b）门架式 2 ；（c）单斜杆式；（d）人字形式；（e）V 字形式
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
支撑中的偏心梁段应取为单独单元。
6)应计入梁柱节点域剪切变形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.
节点域剪切变形
支撑的压屈
柱的局部失稳
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。
1985年墨西哥大地震中有10幢钢结构房屋倒塌，在1995 年日本阪神地震中，也有钢结构房屋倒塌发生。
1985年日本阪神地震中某地区钢结构房屋震害情况 严重破坏或 倒塌 5 0 中等破坏 0 0 轻微破坏 2 3 完好 0 5
（5）巨型框架体系 巨型框架体系是由柱距较大的立体桁架梁柱及立体桁架梁 构成。
( a ）桁架型；
( b ）斜格型；
( c ）框筒型
钢结构房屋适用的最大高度(m)
结构体系 框架 框架一支撑(剪力墙板) 筒体(框筒、筒中筒、 束筒)和巨型框架 设防烈度 6、7 110 220 8 90 200 9 50 140
6.3.2
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9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。
6.3.3
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，框架一支撑(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。 此时该楼层的位移和所有构件 V 的内力均应乘以下式放大系数 0 .1 h P α
支撑连接破坏
梁柱刚性连接的典型震害现象

1994年美国Northridge地震和1995年日本阪神地震造成了很 多梁柱刚性连接破坏，震害查发现，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。
6.3.2多道防线要求 芯筒（剪力墙）第一道防线；钢框架为第二道防 线。 6.3.3 强节点弱构件要求 保证节点不先于构件破坏 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
2 支撑与框架的连接及支撑拼接的极限承载力
3 梁、柱构件的拼接要求
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Ll/L≥0.7。 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)框架一支撑结构中，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。
概述
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。