第8章 多高层建筑钢结构抗震设计

第八章多高层建筑钢结构抗震设计8.1多高层钢结构的主要震害特征8.2多高层钢结构的选型与结构布置8.3多高层钢结构的抗震计算要求8.4多高层钢结构抗震构造要求主要内容§8.1多高层钢结构的主要震害特征强度高、延性好、重量轻、抗震性能好

钢结构特性：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

震害举例及比较

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倒塌严重破坏1957年以前7127161957~1976年3151231976年以后0046多高层钢结构在地震中的破坏形式有三种

节点连接破坏；构件破坏；结构倒塌一、节点连接破坏1.支撑连接破坏

图圆钢支撑连接的破坏

图角钢支撑连接的破坏

2.梁柱连接破坏

图美国Northridge(北陵岭)地震

日本阪神地震

1978年日本宫城县远海地震（里氏7.4级）

1978年日本宫城县远海地震钢结构建筑破坏类型统计

结构数量

破坏类型破坏等级*统计ⅤⅣⅢⅡ总数百分比(%)过度弯曲柱–2–2117.4梁–––1梁、柱局部屈曲2112连接破坏支撑连接613256311980.4梁柱连接––21柱脚连接–421其它连接–1–1基础失效不均匀沉降–24121812.2总计8233483148100支撑连接更易遭受地震破坏Ⅱ级：支撑连接出现裂纹，但没有不可恢复的屈曲变形Ⅲ级：出现小于1/30层高的永久层间变形Ⅳ级：出现大于1/30层高的永久层间变形Ⅴ级：倒塌或无法继续使用震害调查发现，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可能的原因：

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

震后观察到的在梁柱焊缝连接处的失效模式

1.美国Northridge(北岭)地震2.日本阪神地震

模式1—翼缘断裂模式2，3—热影响区断裂模式4—横膈板断裂梁柱刚性连接裂缝或断裂破坏的原因（4点）：1.焊缝缺陷2.三轴应力这些缺陷将成为裂缝开展直至断裂的起源

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

如裂纹、欠焊、夹渣和气孔等3.构造缺陷出于焊接工艺的要求，梁翼缘与柱连接处设有衬板，实际工程中衬板在焊接后就留在结构上，这样衬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。4.焊缝金属冲击韧性低的冲击韧性使得连接很易产生脆性破坏，成为引发节点破坏的重要因素

图“人工”裂缝

二、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

支撑在地震中所受的压力超过其屈曲临界力时，即压屈破坏

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2.梁柱局部失稳支撑压曲梁柱局部失稳母材的断裂

支撑处的断裂

1995年日本阪神地震,位于阪神地震区芦屋市海滨城的52栋高层钢结构住宅，有57根钢柱发生断裂，7根钢柱在与支撑连接处断裂，其中13根钢柱为母材断裂，37根钢柱在拼接焊缝处断裂.3.柱水平裂缝或断裂破坏

钢柱的断裂是出人意料的，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；加上地震时为日本严冬时期，钢柱位于室外，钢材温度低于0oC；以及焊缝和弯矩与剪力的不利影响，造成柱水平断裂。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50201971-1982年00351982年以后00171995年日本阪神地震中ChouWard地震钢结构房屋震害情况

钢结构房屋在地震中严重破坏或倒塌与结构抗震设计水平关系很大1971年，日本钢结构设计规范修订；1982年，日本建筑标准法实施三、结构倒塌

结构倒塌是地震中结构破坏最严重的形式钢结构建筑尽管抗震性能好，但在地震中也有倒塌事例发生。

§8.2多高层钢结构的选型与结构布置一、结构选型

在结构选型上，多层和高层钢结构无严格界限

将超过12层的建筑归为高层钢结构建筑为区分结构的重要性对结构抗震构造措施的要求不同我国建筑抗震设计规范（GB50011—2001）规定：将不超过12层的建筑归为多层钢结构建筑有抗震要求的多高层建筑钢结构可采用以下结构体系：

1.纯框架结构

延性好，但抗侧力刚度较差框架-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。在框架-支撑体系中，框架是剪切型结构，底部层间位移大；支撑为弯曲型结构，底部层间位移小，两者并联，可以明显减少建筑物下部的层间位移，因此在相同的侧移限值标准的情况下，框架-支撑体系可以用于比框架体系更高的房屋。框架体系是沿纵横向方向由多榀平面框架构成及承担水平荷载的抗侧力结构，它也是承担竖向荷载的结构。

2.框架—支撑结构体系①支撑类型支撑类型的选择与是否抗震有关，也与建筑的层高、柱距以及建筑使用要求有关，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。如右图：中心支撑的类型（支撑框架）(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。偏心支撑类型（偏心支撑框架）（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a.框架—中心支撑结构体系通过支撑提高框架的刚度，但支撑受压会屈曲，支撑屈曲将导致原结构承载力降低b.框架—偏心支撑结构体系

可通过偏心梁段剪切屈服限制支撑受压屈曲，使结构具有稳定的承载能力和良好的耗能性能，抗侧力刚度介于纯框架和中心支撑框架之间

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剪力墙板与框架的连接带竖缝剪力墙板与框架的连接4.框筒结构体系

（2）框架结构的梁柱节点宜采用刚接

（1）实际上是密柱框架结构（3）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（4）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

筒体结构体系因其具有较大刚度，有较强的抗侧力能力，能形成较大的使用空间，对于超高层建筑是一种经济有效的结构形式。根据筒体的布置、组成、数量的不同，筒体结构体系可分为框架筒、桁架筒、筒中筒及束筒等体系。1.各种钢结构体系建筑的适用高度

结构体系设防烈度6、789框架1109050框架—支撑（剪力墙板）220200140筒体（框筒、筒中筒、束筒）和巨型框架300260180适用的钢结构房屋最大高度（m）

2.各种钢结构体系建筑的适用高宽比

适用的钢结构房屋最大高宽比

烈度6、789最大高宽比6.56.05.5二、高层钢结构的布置原则

3.高层钢结构的布置要求高层钢结构房屋除了满足一般的规定外，尚应符合①支撑框架在两个方向的布置均宜基本对称，支撑框架之间楼盖的长宽比不宜大于3②设置地下室时，框架-支撑(抗震墙板)结构中竖向连续布置的支撑(抗震墙板)应延伸至基础；钢框架柱应至少延伸至地下一层，其竖向荷载应直接传至基础；③8、9度时，宜采用偏心支撑、带竖缝钢筋混凝土抗震板墙、内藏钢板支撑或其他消能支撑；④一般情况下，对不超过12层的钢结构房屋可采用框架结构、框架-支撑结构或其他结构类型；⑤超过12层的钢结构房屋，8度、9度时，宜采用偏心支撑、带竖缝钢筋混凝土抗震墙板、内藏钢支撑钢筋混凝土墙板或其他消能支撑及筒体结构，此时顶层可采用中心支撑；⑥超过12层的钢框架-筒体结构，在必要时可设置由筒体向外臂和周边桁架组成的加强层；⑦楼盖宜采用压型钢板现浇钢筋混凝土组合楼或非组合楼板。

§8.3多高层钢结构的抗震计算要求一、计算模型确定多高层钢结构抗震计算模型时，应注意：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分计算梁的弹性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结构布置规则、质量及刚度沿高度分布均匀、不计扭转效应可采用平面结构计算模型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筒体结构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6.应计入梁柱节点域剪切变形（如图）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：1）箱形截面柱框架可将节点域当作刚域，刚域的尺寸取节点域尺寸的一半2）工字形截面柱框架可不考虑节点域，梁柱长度按轴线间距离确定5.柱间支撑两端应为刚性连接，但可按两端铰接计算。偏心支撑中的耗能梁段应取为单独单元二、地震作用阻尼比取值：多高层钢结构的阻尼比较小，按反应谱法计算时的取值：多遇地震下的地震作用高层钢结构的阻尼比可取为0.02

多层（不超过12层）钢结构的阻尼比可取为0.035

罕遇地震下的地震作用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

三、结构自振周期对于重量及刚度分布比较均匀的结构，可用下式近似计算：在初步计算时，可按下列经验公式估算n为建筑物层数，不包括地下部分及顶层小塔楼。四、设计反应谱钢结构在弹性阶段的阻尼比为0.02，小于一般结构的阻尼比0.05，使地震反应增大。根据研究，阻尼比为0.02的单质弹性体系，其地震的加速度反应将比阻尼比0.05提高35%，故在高层钢结构的设计中，水平地震影响系数曲线中的下降阶段衰减指数应为γ=0.95、倾斜段的斜率为η1=0.024，而水平地震影响系数的最大值与阻尼比为0.05时相比，可提高η2=1.32倍，其值按下表取用高层钢结构抗震设计水平地震影响系数最大值五、底部剪力计算采用底部剪力法计算水平地震作用，结构总的水平地震作用等效底部剪力标准值计算参考第三章。烈度6度7度8度9度0.0530.106(0.158)0.211(0.317)0.4228.4钢构件的抗震设计与构造措施钢构件的设计包括以下内容(1)构件的强度验算；(2)构件的稳定承载力验算；(3)为保证构件截面的塑性变形能充分开展，同时满足构件的局部失稳不先于构件的整体失稳，应对构件宽厚比做出严格的限制；(4)受压构件的长细比和受弯构件塑性铰处侧向支承点与相邻侧向支承点间构件最大侧向长细比的验算。1.钢梁钢梁的抗震破坏主要表现在梁的侧向整体失稳和局部失稳，钢梁的强度及变形能根据其板件宽厚比、侧向支承长度及弯距梯度、节点的连续构造等的不同而有很大差别。在抗震设计中为了满足抗震要求，钢梁必须具有良好的延性性能，因此必须正确设计截面尺寸、合理布置侧向支撑，注意连接构造，保证其能充分发挥变形能力。(1)梁的强度钢梁在反复荷载下的极限荷载将比单调荷载时小，但考虑到楼板的约束作用又将使梁的承载能力有明显提高，因此钢梁承载力计算与一般在静力荷载作用下的钢结构相同，计算时取截面塑性发展系数，承载力抗震调整系数。在进行多遇地震作用下构件承载力计算时，托柱梁的内力乘以不小于1.5的增大系数。(2)梁的整体稳定钢梁的整体稳定验算公式一般与静力荷载作用下的钢结构相同，承载力抗震调整系数。当梁设有侧向支撑，并满足规范规定的受压翼缘自有长度与其宽度之比的限制时，可不计算整体稳定。按7度及以上抗震设防的高层钢结构，梁受压翼缘侧向支承点间的距离与梁翼缘宽度之比，应符合规范关于塑性设计的长细比要求。(3)梁、柱板件宽厚比

日本所做的一组梁柱试件，研究其在反复加载下的受力变形情况

b/t=8b/t=11

b/t=16随着构件板件宽厚比的增大构件反复受载的承载能力与耗能能力将降低板件宽厚比越大，板件越易发生局部屈曲，从而影响后继承载性能原因：梁柱试件在反复加载下的受力变形情况：框架柱的转动变形能力要求比框架梁的的转动变形能力要求低框架柱的板件宽厚比限值可比框架梁的板件宽厚比限值大宽厚比限值要求：

不超过12层框架的梁柱板件宽厚比限值

板件名称6度7度8度9度柱工字形截面翼缘外伸部分工字型截面腹板箱型截面壁板13433911433710433594333梁工字型截面和箱型截面翼缘外伸部分箱型截面翼缘在两腹板间的部分工字型截面和箱型截面腹板11361032930930超过12层框架的梁柱板件宽厚比限值

板件名称6度7度8度9度柱工字形截面翼缘外伸部分工字型截面腹板箱型截面壁板13433911433710433594333梁工字型截面和箱型截面翼缘外伸部分箱型截面翼缘在两腹板间的部分工字型截面和箱型截面腹板11361032930930注：1.表列数值适用于Q235，当材料为其他牌号钢材时，应乘以

2.表中Nb为梁的轴向力，A为梁的截面积，f为梁的钢材抗拉强度设计值2.钢柱(1)钢柱的计算长度在框架柱的抗震设计中，当计算柱在多遇地震作