钢结构建筑抗震与设防

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1、第6章 多高层建筑结构抗震设计, 6.1 多高层钢结构的主要震害特征 6.2 多高层钢结构的选型与结构布置 6.4 多高层钢结构的抗震计算要求 6.5 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 概述 6.1.1 节点连接破坏 6.1.2 构件破坏 6.1.3 结构倒塌,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

2、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,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。,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

3、；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。,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。 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。,“人工”裂缝,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

4、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。,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,柱的水平断裂,钢柱(箱形截

5、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),6.2.1 结构选型 6.2.2 结构平面布置 6.2.3 结构竖向布置 6.2.4 结构布置的其他要求,6.2 多高层钢结构的选型与结构布置,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。,纯框架结构 延性好， 抗侧力刚度较差,6.2.1 结构选型,（）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

6、。这类结构的抗侧力能力主要决定于梁柱构件和节点的强度与延性，故节点常采用刚性连接节点。框架结构体系的梁柱节点宜采用刚接。,（ 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。,.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,. 偏心支撑 偏心支撑是指支撑斜杆的两端，至少有一端

7、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,（ 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： 钢板剪力墙板； 内藏钢板支撑剪力墙墙板； 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

8、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,（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),钢结构房屋适用的最大高宽比,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

9、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。,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: 任意层的偏心率大于0.15。 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 % 。 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 % 。 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。,6.2.3

10、 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/L0.7。 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。,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。

11、 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 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

12、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,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,当拼

13、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

14、截面特性。,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。,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。,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

15、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,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

16、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。,式中：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一计算楼层以上全部多遇水平地震作用之和。,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,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