第七章 多高层建筑结构抗震设计 § 7.1 多高层钢结构的主要震害特征 § 7.2 多高层钢结构的选型与结构布置

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1 第七章 多高层建筑结构抗震设计 § 7.1 多高层钢结构的主要震害特征 § 7.2 多高层钢结构的选型与结构布置
§ 7.1 多高层钢结构的主要震害特征 § 7.2 多高层钢结构的选型与结构布置 § 7.3 多高层钢结构的抗震计算要求 § 7.4 多高层钢结构抗震构造要求

2 7.1 多高层钢结构的主要震害特征 概述 节点连接破坏 构件破坏 结构倒塌

3 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。

4 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
建造年份 钢结构 钢筋混凝土结构 倒塌 严重破坏 1957年以前 7 1 27 16 1957一1976年 3 51 23 1976年以后 4 6

5 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

6 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。

7 1)焊缝缺陷，如裂纹、欠焊、夹渣和气孔等。
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。

8 7.1.2 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。
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。 支撑的压屈 柱的局部失稳

9 7.1.3 结构倒塌 结构倒塌是地震中结构破坏最严重的形式。 建造年份 严重破坏或倒塌 中等破坏 轻微破坏 完好 1971年以前 5 2
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 建造年份 严重破坏或倒塌 中等破坏 轻微破坏 完好 1971年以前 5 2 1971一1982年 3 1982年以后 1 7

10 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)

11 7.2 多高层钢结构的选型与结构布置 7.2.1 结构选型 7.2.2 结构平面布置 7.2.3 结构竖向布置 7.2.4 结构布置的其他要求

12 7.2.1 结构选型 我国《建筑抗震设计规范》( GB )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。 纯框架结构 延性好， 抗侧力刚度较差

13 （ 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

14 （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
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

15 （ 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

16 （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

17 ( a ）桁架型； ( b ）斜格型； ( c ）框筒型
（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

18 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 结构体系 设防烈度 6、7 8 9 框架 110 90 50
框架一支撑(剪力墙板) 220 200 140 筒体(框筒、筒中筒、束筒)和巨型框架 300 260 180 钢结构房屋适用的最大高宽比 烈度 6、7 8 9 最大高宽比 7.5 7.0 5.5

19 多高层钢结构的平面布置应尽量满足下列要求:
7.2.2 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。

20 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。

21 7.2.3 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。 立面收进

22 7.2.4 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。

23 7.3 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

24 7.3.1 计算模型 确定多高层钢结构抗震计算模型时，应注意:
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截面特性。

25 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。

26 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。一般可不考虑梁的轴向变形，但当梁同时作为腰析架或析架的弦杆时，则应考虑轴力的影响。

27 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

28 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。

29 7.3.3 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:
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的内力均应乘以下式放大系数α 式中：δ—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。

30 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。 5)在多遇地震作用效应组合下，支撑斜杆的受压验算应按下列公式进行:

31 7.4 多高层钢结构杭震构造要求 纯框架结构 中心支撑框架 偏心支撑框架

32 纯框架结构 1)纯框架宜设计成强柱弱梁型 2)工字形截面柱和箱形截面柱的节点域验算 3)为保证框架梁柱在罕遇地震下有较大的塑性变形能力，高层钢结构和多层钢结构框架梁柱板件宽厚比分别不应超过表6-6和表6-7规定的限值

33 高层(超过12层)钢结构框架梁柱板件宽厚比限值
6度 7度 8度 9度 柱 工字形柱翼缘外伸部分 13 11 10 9 工字形柱腹板 43 箱形柱壁板 39 37 35 33 梁 工字形梁和箱形梁翼缘外伸部分 箱形梁翼缘在两腹板间部分 36 32 30 工字形梁和箱形梁腹板 85-120N/Af

34 多层钢结构框架梁柱板件宽厚比限值 板件 7度 8度 9度 柱 工字形柱翼缘外伸部分 13 12 11 槽形柱两腹板间翼缘 40 36
箱形柱腹板 58 52 48 梁 工字形梁翼缘外伸部分 10 9 槽形梁两腹板间翼缘 32 30 箱形梁腹板 Nb／Af < 0.37 85-120ρ 80-110ρ 72-100ρ Nb／Af ≥0. 37 39 35

35 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;
5)在柱与梁连接处，柱应设置与上下翼缘位置对应的加劲肋。 6)梁与柱连接的抗弯承载力，不得小于梁的塑性弯矩和节点域屈服时的梁端弯矩的较小值。 7)为预防框架梁柱连接脆性断裂，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; ②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; ③补充腹板与抗剪连接板之间的焊缝; ④利用节点域的塑性变形能力，为此节点域可设计成先于梁端屈服，但仍需满足式(6-12)要求。

36 ⑤采用梁端加盖板和加腋，或梁柱采用全焊方式来加强连接的强度;
8)为防止梁端与柱的连接处发生脆性破坏，可利用“强节点弱杆件”的抗震设计概念，将梁端附近截面局部削弱。试验证明，基于上述思想的梁端狗骨式设计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。 狗骨式设计

37 中心支撑框架 1)抗震设防的中心支撑框架宜采用十字交叉斜杆、单斜杆人字形斜杆或V形斜杆体系，不得采用K形斜杆体系。当采用只能受拉的单斜杆体系时，应同时设不同倾斜方向的两组单斜杆，且每层中不同方向单斜杆的截面面积在水平方向的投影面积之差不得大于10%。 中心支撑类型

38 2)人字形和V形支撑斜杆受压屈曲后，使横梁产生较大变形，并使体系的抗剪能力发生较大退化。有鉴于此，在计算地震作用下人字形支撑和V形支撑的斜杆内力时其地震作用标准值应乘以增大系数1.5，以提高斜杆的承载力。基于同样原因，计算多遇地震作用效应时，十字交叉和单斜杆式中心支撑的斜杆内力应乘以1.3的增大系数。此外，进行支撑抗震承载力验算时，尚应计入重力所产生的支撑内力。 3)支撑杆件长细比，对于多层钢结构，当按6度或7度抗震设防时不应大于150;按8度或9度抗震设防时不应大于120;对于高层钢结构，当按6度或7度抗震设防时不应大于120;按8度抗震设防时不应大于90;按9度抗震设防时，不应大于60。fy以N/mm2为单位。

39 4)支撑杆件的板件宽厚比，不应大于表6-8规定的限值。
5)支撑斜杆宜采用双轴对称截面。当采用单轴对称截面时(例如双角钢组合T形截面)，应采取防止绕对称轴屈曲的构造措施。 6) 按8度及以上抗震设防的结构，可以采用带有消能装置的中心支撑体系。此时，支撑斜杆的承载力应为消能装置滑动或屈服时承载力的1.5倍。 耗能中心支撑体系 塑性耗能 摩擦耗能

40 偏心支撑框架 1)偏心支撑框架的抗震设计应保证罕遇地震下结构的屈服发生在偏心梁段上，因而要求框架柱的承载力和支撑的承载力高于偏心梁段的承载力。偏心梁段的屈服形式有两种，一种是剪切屈服型，另一种是弯曲屈服型。试验和分析表明，剪切屈服型偏心梁段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，偏心梁段宜设计成剪切屈服型。其净长a满足下式者为剪切屈服型。 式中： tw—偏心梁段腹板厚度;Wp—偏心梁段塑性抵抗矩 Vp—偏心梁段塑性受剪承载力; Mp—偏心梁段塑性受弯承载力; H0—偏心梁段腹板计算高度 。

41 2)偏心梁段腹板不得加焊贴板提高强度，也不得在腹板上开洞。偏心梁段板件的宽厚比不应大于表6-9限定的数值。
3)为保证在塑性变形过程中偏心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横向加劲肋: ①梁在与偏心支撑连接处应设加劲肋。 ②在距消能梁段端部bf处，应设加劲肋。bf为消能梁段翼缘宽度。 ③偏心消能中部应设加劲肋，加劲肋间距应根据消能梁段长度确定。

42 5)偏心支撑框架构件的内力设计值，应按下列要求调整:
①偏心支撑斜杆的内力设计值，应取为与支撑斜杆相连接的偏心梁段达到受剪承载力时支撑斜杆内力乘以增大系数，增大系数在8度时应大于1.8, 9度时应大于1.9; ②位于偏心梁段同一跨的框架梁内力设计值，应取偏心梁段达到受剪承载力时框架梁内力乘以增大系数，增大系数在8度时应大于1.6, 9度时应大于1.7; ③偏心支撑框架柱的内力设计值，应取偏心梁段达到受剪承载力时柱内力乘以增大系数，增大系数在8度时应大于1.6, 9度时应大于1.7。 6) 5层以上结构采用偏心支撑框架时，顶层可不设偏心梁段。在设置偏心支撑的框架跨，当首层的弹性承载力为其余各层承载力的1.5倍及以上时，首层可采用中心支撑

43 本章小结： 1.多高层钢结构的主要震害特征 2.多高层钢结构的选型与结构布置 3.多高层钢结构的抗震计算要求 4.多高层钢结构杭震构造要求
纯框架、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）、巨型框架体系 3.多高层钢结构的抗震计算要求 4.多高层钢结构杭震构造要求 纯框架结构、中心支撑框架、偏心支撑框架