第6章-钢结构建筑抗震与设防1

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
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。
（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
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。
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。
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
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
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
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。
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
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
建造年份 1971年以前 1971一1982年
1982年以后
0
0
1
7
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
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。
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。
（ 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
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
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，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。
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
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。
6.3.2
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
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。
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。
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。