大学课件-建筑结构抗震设计3.4 钢结构房屋抗震设计

第三章建筑结构抗震设计3.1

结构抗震概念设计3.2

混凝土结构房屋抗震设计3.3

砌体结构房屋抗震设计3.4

钢结构房屋抗震设计

一

、钢结构房屋的震害

在地震作用下极少整体倒塌，但常发生局部破坏；如梁、柱的局部失稳与整体失稳，交叉支撑的破坏，结点的破坏等。图3-4-1

圆钢支撑的破坏图3-4-2

支撑杆失稳图3-4-3

角钢支撑连接破坏二、高层钢结构房屋抗震设计1、高层钢结构体系

：

(1)纯框架体系:平面布置及窗户开设等有较大的灵活性，其抗侧力能力依靠梁柱构件及其节点承载力与延性，故节点必须做成刚接，⇒

节点制作的复杂化

。(2)框架一支撑体系：为提高结构的侧向刚度，经济的办法是在框架的一部分开间中设置支撑，它与梁、柱组成一竖向的支撑桁架体系，它们通过楼板体系可以与无支撑框架共同抵抗侧力，以减小侧向位移。支撑布置的位置：端框架中、电梯井周围等处；支撑的形式：图3-4-8及图3-4-9常采用。图3-4-8

支撑架腹杆形式图3-4-9常用支撑布置形式支撑桁架腹杆的形式：

交叉式和K式(图3-4-8)

华伦式(图3-4-9b)

偏心支撑(图3-4-10):e段是梁上的薄弱部位，可以避免支撑的屈曲，具有较大的延性图3-4-10

偏心支撑(3)

框架一剪力墙板体系

在钢框架中嵌入剪力墙板（可用钢板或钢砼板）。墙板对提高框架结构的承载能力和刚度，以及在吸能方面均有重要作用。普通整块钢砼墙板初期刚度过高，地震时它们将发生脆性破坏⇒因此提出延性剪力墙板，如带竖缝的剪力墙板（图3-4-12）。图3-4-12

带竖缝的钢筋混凝土剪力墙

(4)

筒体体系

超高层建筑是一种经济有效的结构形式，它既能满足结构刚度的要求又能形成较大的使用空间。图3-4-13

筒体体系2、高层钢结构抗震设计：两阶段设计：①多遇地震作用下的弹性分析，验算构件的承载力和稳定性以及结构的层间位移；②罕遇地震作用下的弹塑性分析，验算结构的层间侧移和层间侧移延性比。∑

=

∆

i

T

δ

（1）地震作用计算1）结构自振周期：

顶点位移法：

T1

=1.7α0

∆T

n

i=1

δi

=VGi

/∑D(3-4-1)

(3-4-2)(3-4-3)在初步设计时，基本周期可按下列经验公式T1

=

0.1n(3-74)式中：n为建筑物层数（不包括地下部分及屋

顶塔屋）2）设计反应谱：高层钢结构在弹性阶段的

ζ

为0.02，小于一

ζ

ζ

=0.05提高约34％，故抗震设计时αmax

应为规范表中

αmax

的1.34倍。高层钢结构在弹塑性阶段的

ζ

可采用0.05

3）底部剪力底部剪力法计算水平地震作用同其它结构不同之处：顶层附加水平集中力系数当结构高度在40m以下时，可采用“规范”中的方法+

0.05

1T1

+8但对于高层钢结构：

δ

n

=

δn>0.15时，取δn＝0.15限制：采用底部剪力法计算时，其高度应不超过60m

且结构的平面及竖向布置应较规则。(3-75)4）双向地震作用高层钢结构高度较大，对设计要求应较严，对于设防烈度较高的重要建筑，当其平面明显不规则时，应考虑双向水平地震作用下的扭转效应进行抗震计算。

根据强震观测记录的统计分析，二个方向水平地震加速度的最大值之比约为1：0.85，最大值不一定发生在同一时刻，因此《规范》采用平方和开方计算二个方向地震作用效应的组合。SEK

=

S

+(0.85Sy)SEK

=

S

+(0.85Sx)2

2x22y或Sx和

Sy分别为单向水平地震作用的扭转效应（2）地震作用下内力与位移计算1）多遇地震作用下：

采用弹性方法计算其地震作用效应

，并计入重力二阶效应。根据不同情况，可采用底部剪力法、反应谱振型分解法以及时程分析法等方法。在预估杆件截面时：框架结构采用D值法进行简化框架—支撑结构可简化为平面抗侧力体系。ηp

2）罕遇地震作用

采用时程分析法进行弹塑性时程分析。

不超过20层且层刚度无突变的钢框架结构和支撑钢框架结构，可采用：∆up

=ηp

∆ue∆up

=

µ

∆uy

=

∆uy

ξy

屈服强度系数

即：或：

ξy

：（3）构件设计1）内力组合：

抗震设计中，一般建筑结构可不考虑风荷载及竖向地震的作用，但对于高度大于60m的高层建筑须考虑风荷载的作用，在9度区时尚须考虑竖向地震的作用。S

=γ

GSGE

+γ

EhSEhk

+γ

EVSEVK

+ψWγWSWK(3-76)2）设计原则：

框架梁、柱截面按弹性设计，设计时应考虑到在罕遇地震作用下框架将转入塑性工作，必须保证这一阶段的延性，使其不致倒塌。a)特别要注意防止梁、柱发生整体和局部失

稳，故梁、柱板件的宽厚比应不超过其在塑

性设计时的限值。b)应将框架设计成强柱弱梁体系。c)要考虑到塑性铰出现在柱端的可能性而采取措施，以保证其承载力。（4）侧移控制目的：(1)小震下（弹性阶段）由于层间变形过大而造成非结构构件的破坏

，限值1/300(2)大震下（弹塑性阶段）造成结构的倒塌，限值1/50采取的措施：减少梁的变形，但必须注意，一旦增加梁的承载力，塑性铰可能由梁上转移至柱上；减少节点区的变形，改用腹板较厚的重型柱或局部加固节点区来达到；增加柱子数量；三、钢构件与连结的性能及其抗震设计梁、柱、支撑构件及其节点的合理设计，包括以下方面：Ⅰ、对于会形成塑性铰的截面，应避免其在未达到塑性弯矩时发生局部失稳或破坏，同时塑性铰应具有足够的转动能力，以保证体系能形成塑性倒塌机构；Ⅱ、避免梁、柱构件在塑性铰之间发生局部失稳或整体失稳；Ⅲ、构件之间的连接要设计成能传递剪力与弯矩、并能允许框架构件充分发挥塑性性能的形式。1、钢梁的抗震设计破坏形式：侧向整体失稳和局部失稳钢梁在反复荷载下的极限荷载比单调荷载小，但楼板与一般静力荷载作用下的钢梁相同，计算时取截面塑性发为使梁在塑性铰转动过程中始终保持极限抗弯能力1展系数

γ

x

=，承载力抗震调整系数γ

RE

=

0.75。的约束作用又将使其承载力有明显提高⇒钢梁承载力计算⇒避免板件的局部失稳及构件的侧向扭转失稳。板件6度7度8度9度工字形梁和箱形梁翼缘外伸部分111099箱形梁翼缘在两腹板间的部分36323030工字形梁和箱形梁腹板85－120N/Afb80-110N/Afb72-100N/Afb72-100N/Afb板件的局部失稳：限制板件的宽厚比，查下表表3-4-1

框架梁板件宽厚比限值

构件的侧向扭转失稳：除按一般要求设置侧向

支承外，尚应在塑性铰处设侧向支承:设防烈度≥7度时，在这两支承点间弯矩作用平面外的构件长细比λy应符合下列要求：

−1≤

M1

/M

p

≤

0.5

时：

λy

≤

(60−

40M1

/M

p)

235/

fay0.5

<

M1

/M

p

≤1.0

时：

λy

=

(45−10M1

/M

p)

235/

fay(3-77a)

(3-77b)

其中：M

1：为塑性铰相距为l1的侧向支撑点处的p

弯距，当长度l1内为同向曲率时，M

1/M

为正，反向曲率时，M

1/M

p为负。M

p：M

p＝Wpx·f

其中Wpx为对中性轴x的毛截

面抵抗矩

在罕遇地震下可能出现塑性铰处，梁上、下翼缘均应设有支撑点。2、钢柱的抗震设计（1）钢柱的强度与延性：钢柱的工作性能取决于下列因素：①柱两端约束;②柱轴向压力的大小;③柱的长细比;④截面尺寸;⑤抗扭刚度。研究表明：柱的强度与延性随着轴压比的上升而下降；相同轴压比下，柱长细比愈大，其弯曲变形能力愈小，易失稳。λ满足下列直线公式可避免框架发生弹3号钢16Mn钢塑性整体失稳：

λ

≤120(1−

ρ)

λ

≤100(1−

ρ)(3-78a)

(3-78b)

式（3-78）可作为偏心受压柱长细比和轴压比的综合限制公式。上述公式适用于ρ≥0.15；当ρ＜0.15时，由于轴压比对框架的弹塑性失稳影响已较小，只需对柱的最大长细比加以限定，使其不超过150。

（2）钢柱的抗震设计柱的计算长度系数μ：纯框架体系，可按《钢结构设计规范》中有侧移时的μ值取用；对于有支撑或剪力墙体系，如层间位移不超过限值（1／300层高），可取μ＝1.0。

为了实现“强柱弱梁”的设计原则，柱截面的塑性抵抗矩应满足下列关系：式中：Wpc、Wpb为交汇于节点的柱和梁的截面塑性抵抗矩；

fyc

、fyb为柱和梁钢材的屈服强度；

σa＝N／Ac为轴力N引起的柱平均轴向应力，其中N

按多遇地震作用的荷载组合计算；Ac为柱毛截面面积；

η为强柱系数，6度Ⅳ类场地和7度时可取1.0，8度时取1.05，9度时取1.15。pc∑W(

f

yc

−σ

a)

≥η∑Wpb

f

yb(3-78)轴压比限值：轴压比较大时，反复荷载下承载力的折减十分显著，故其轴压比不宜超过0.6。板件宽厚比的限值：保证塑性铰的转动能力，应按表3-4-2来确定板件6度7度8度9度工字形柱翼缘外伸部分1311109工字形柱腹板43434343箱形柱壁板39373533表3-4-2

框架柱板件宽厚比限值注：

表列数值适用于Q235钢，其他钢号应乘以235

/

fay长细比限值：对8度和9度抗震设防的结构，其长细比

长细比与轴压比均较大的柱，延性较小，需要满足式（3-78）的要求。限制在60

235

/

fay

以下，7度时为80

235

/

fay

，6度时则为120

235

/

fay。3、支撑构件的抗震设计在反复荷载作用下的性能与长细比关系很大:

当支撑构件采用圆钢或扁钢时，λ极大，当支撑构件采用型钢时，λ一般较小，能

在水平荷载反复作用下，支撑杆件受压失稳后，其承载能力降低，刚度退化，吸能能力随之降低。只能受拉而不能受压

⇒

柔性支撑承受一定的压力⇒刚性支撑

（1）中心支撑构件设计λ＜200时，应考虑拉、压两杆的共同工作；λ≥200时只起拉杆作用根据试验，交叉支撑中拉杆内力N

t

：

V(1+ψ

cϕ)cosαNt

=式中：V为支撑架节间的地震剪力；

φ为支撑斜杆的轴心受压稳定系数；

ψc为压杆卸载系数;

α为支撑斜杆与水平所成的角度。(3-79)

计算人字支撑和V形支撑的斜杆内力时，因斜杆受压屈曲后使横梁产生较大变形，同时体系的抗剪能力发生较大退化，为提高斜撑的承

载能力，其地震内力应乘以增大系数1.5。

支撑斜杆在多遇地震作用效应组合下的抗压验

算，可按下式进行：

11+

0.35λnη

=fay

E

λπλn

=(3-81)(3-82)

ηfγ

RE

NϕA≤(3-80)中心支撑的形式：宜采用十字交叉体系、单斜杆体系和人字支撑（V形支撑）体系；压斜撑屈曲或受拉斜撑屈服引起较大的侧向变形，易使柱首先破坏；

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，且每组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%。不宜采用K形斜杆体系⇒在地震作用下，受支撑构件的长细比限值：当按6、7度抗震设防时，不宜大于120

235

/

fay

，8度时不宜大于

90

235

/

fay

，9度时不宜大于60

235

/

fay

。板件宽厚比限值见表3-4-3板件6度7度8度9度翼缘外伸部分9887工字形截面腹板25232321箱形截面腹板23212119表3-4-3

中心支撑构件板件宽厚比限值注：表列数值适用于Q235钢，其他钢号应乘以235

/

fay(2)偏心支撑体系设计1）耗能梁段设计：可通过调整耗能段的长度e，使该段梁的屈服先于支撑杆的失稳。

设计中应使梁段发生剪切屈服型：梁腹板发生剪切屈服时，梁受剪段两端所受的弯距尚未达到塑性弯距，这样可发挥腹板优良的剪切变形性能。适宜强震区。否则为弯曲屈服型。一般当e符合下式时即为剪切屈服型：e

≤1.6M

s

/Vs(3-83)M

s

=Wp

fayWp为梁段截面塑性抵抗矩，fv＝0.58fy。当梁段长e=1～1.3Ms/Vs时，该梁段对偏心支撑框架的承载力、刚度和耗能特别有效。Ms、Vs为耗能梁段的塑性抗弯和抗剪承载力

Vs

=

h0tw

fv

(3-84)(3-85)

一般耗能梁段只需作抗剪承载力验算，即使梁段的一端为柱时，虽然梁端弯矩较大，但由于弹性弯矩向梁段的另一端重分布，在剪力到达抗剪承载力之前，不会有严重的弯曲屈服。梁段的抗剪承载力可按下列验算：当Nlb

≤0.15Albf

时，忽略轴向力的影响：Vlb

≤

0.9Vs

/γ

RE(3-86)

Nlb、Vlb分别为耗能梁段的轴力设计值和

剪力设计值；Alb为耗能梁段的截面面积；f为耗能梁段钢材的抗拉强度设计值；Vs为耗能梁段的受剪承载力，取下面两式的较小值：

Vs

=

h0tw

fvVs

=

2M

s

/e(3-87a)(3-87b)式（3-87a）：腹板屈服时的剪力，式（3-87b）：梁段两端形成塑性铰时的剪力

当Nlb

＞0.15Albf

时，由于轴向力的影响，要适当降低梁段的受剪承载力，以保证梁段具有

稳定的滞回性能：Vcs为耗能梁段考虑轴力影响的受剪承载力，按下式计算：（取小值）Vlb

≤

0.9Vcs

/γ

RE(3-88)

Vcs

=

h0tw

fv

1−[N

/(Af

)]Vcs

=

2.4M

s[1−

N

/(Af

)]/e(3-89a)

(3-89b)

耗能梁段的构造：其截面宜与同一跨内框架梁相同，腹板应设置加劲肋，其间距不得超过30tw

～h0/5（tw为腹板厚度；h0为腹板计算高度）。2)支撑斜杆及框架梁、柱设计：偏心支撑斜杆内力，可按两端铰接计算，其强度按下式计算：

fγ

RE

NbrϕAbr≤(3-90)为使偏心支撑框架仅在耗能梁段屈服，同时《抗震规范》考虑耗能梁段设置加劲肋会有1.5的实际有效超强系数，并根据各构件的抗震调整系数γRE规定：三者的内力设计值，应取耗能梁段达到受剪承载力时各自的内力乘以增大系数。（系数按规范：一般1.4～1.6）Ncom=η、

M对于偏心支撑斜杆的轴力设计值：

Vs

c

Nbr

Nbr

Vlb对于设有偏心支撑框架柱的轴力设计值：c

VsVlbNcom=η对于设有偏心支撑框架柱的弯矩设计值：利组合作用下框架柱的轴力和弯矩

ccomN

Vs

cMcom

Mcom

Vlb

c

com为在竖向荷载和水平荷载最不4、梁与柱的连接（1）梁与柱连接的工作性能：

常采用全部焊接或焊接与螺栓连接联合使用。试验表明：其强度由于应变硬化，均可超出计算值很多。如果设计与构造合适，可以承受较强烈的反复荷载，具有很高的吸能能力。1）设计要求：

框架节点的抗震设计中，应考虑在距梁端或柱端[1/10跨长或两倍截面高度]范围内构件进入塑性区，设计时验算：A.构件塑性区的板件宽厚比；B.受弯构件塑性区侧向支承点间的距离；C.节点连接的极限承载力。（2）梁与柱连接的抗震设计连接的计算将包括：便将梁的内力传递至柱；验算柱在节点处的强度和刚度。计算连接件（焊缝、高强螺栓等）

⇒

以2）梁柱连接强度验算弯、抗剪能力时应考虑钢材强度的变异，也应考虑局部荷载的剪力效应

梁柱节点连接的承载能力应满足下式要求：梁能充分发挥其强度与延性

⇒

确定梁的抗⇒M

u

≥1.2M

p(3-91)Vu

≥1.3(2M

p

/ln)

且

Vu

≥

0.58hwtw

fay(3-92)

系数1.2是考虑钢材的实际屈服强度可能高于规

定值而采用的修正系数。

抗剪计算采用1.3，是再考虑跨中荷载的影响。（3）节点域强度验算梁柱节点域的破坏形式：Ⅰ、柱腹板在梁受压翼缘的推压下发生局部失稳，或柱翼缘在梁受拉翼缘的拉力下发生过大的弯曲变形，导致柱腹板处连接焊缝的破坏，如图3-4-27a所示；Ⅱ、当节点域存在很大的剪力时，该区域将受剪屈服或失稳而破坏如图3-4-27b所示。图3-4-27

梁柱节点区的破坏（a）柱翼缘的变形（b）节点核心区的变形1）节点区的拉、压强度验算：梁柱节点，梁弯矩对柱的作用可以近似地用作用于梁翼缘的力偶表示，而不计腹板内力。此作用力T＝fy·Af（fy及Af为翼缘屈服强度及截面积）。设T

以1：2.5的斜率向腹板深处扩散，则在工字钢翼缘填角尽端处腹板应力为：图3-4-28

梁与柱连接处的作用力σ

=

=

Ttw(tb

+5kc)

fayAftw(tb

+5kc)(3-93)为了保证柱腹板的承载力，应使上述应力小于柱腹板的屈服强度，即当梁与柱采用同一

Aftb

+5kc钢材时，应使：

tw

≥为了防止柱与梁受压翼缘相连接处柱腹板的局部失稳，柱腹板厚度尚应满足下列稳定性要求：tw

≥(hb

+

hc)/90(3-94)(3-95)

为了防止柱与梁受拉翼缘相接处柱翼缘及连接焊缝的破坏，对于宽翼缘工字钢，柱翼缘的厚度tc应满足下列条件：tc

≥

0.4

Af(3-96)若不能满足式（3-94）、（3-95）、（3-96）的要求，则在节点区须设置加劲板。(a)无加劲板(b)水平加劲板(c)竖直加劲板(d)T形加劲板图3-4-29

梁柱节点的加强《抗震规范》规定：主梁与柱刚接时应采用图

3-4-29b的形式对于≥7度抗震设防的结构，柱的水平加劲肋应与翼缘等厚6度时应能传递两侧梁翼缘的集中力