抗震设计规范教程.docx
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1、第十三讲 钢结构房屋抗震设计规定 一、多层和高层钢结构房屋 1 前言我国89年版抗震规范,除单层钢结构厂房外,没有其它钢结构内容。我国过去钢材产量有限,钢结构在工程中应用很少。随着钢材产量的增加,国家要求积极发展钢结构,新规范除保留单层钢结构房屋外,还增加了第八章“多层与高层钢结构房屋”,使钢结构抗震设计的内容大大充实,以适应钢结构发展的需要。我国钢结构设计规范GBJ17不包含抗震内容。因此,地震区的房屋钢结构设计,除应符合钢结构设计规范外,还应符合抗震规范的有关规定。与行业标准高层民用建筑钢结构技术规程(以下简称高钢规程)相比,新的抗震规范第八章对高层钢结构的设计与施工作出了不少新规定。今后
2、,凡是高钢规程中与抗震规范不一致之处,应按抗震规范的规定执行,且不应比其低。但抗震规范中未列入而高钢规程中已列入的,在该规程修订前仍可执行。本章在适用的高层钢结构体系中未列入钢框架混凝土剪力墙(核心筒),是考虑到对这种体系的性能尚未进行系统研究。1994年的美国北岭(Northridge)地震和1995年的日本阪神地震是两次震害特别严重的地震,尤其是钢结构焊接刚架连接的破坏十分严重。美国该地区的钢框架房屋破坏达100多幢,日本破坏的也不少,震后两国都进行了大量研究,对破坏原因进行了分析,采取了相应措施,制订了新标准。由于美、日是钢结构应用最多的国家,它们的新标准引起了各国钢结构设计、施工和研究
3、人员的关注,在这次我国抗震规范修订中也有若干反映。本介绍对于行业标准高层民用建筑钢结构技术规程中已有规定而这次变更不大的内容只作一般介绍,着重说明这次修订中的新内容。多层工业建筑钢结构的抗震设计另有规定,列入本章附录,这里不拟作介绍。2 材料对抗震钢结构钢材的基本要求, 是参考AISC钢结构房屋抗震规定提出的。这些要求是:强屈比大于1.2; 有明显的屈服台阶;伸长率大于20%(标距50mm); 有良好可焊性。AISC的这些要求,在它的历次规范版本中都是如此,94年地震后也无变化。我国对抗震钢结构钢材的规定,与美国规定是一致的。规定的前三条都是关于塑性的要求,它是抗震钢结构对钢材的最主要要求。可
4、焊性当然是钢结构制作所必需的。高层钢结构要用厚钢板,而厚板的可焊性一般较差。当硫的含量较高就会出现焊接裂缝,引起层状撕裂,所以厚钢板要控制硫含量,满足国家标准厚度方向性能钢板的要求。高钢规程规定50mm以上的钢板要满足上述标准的要求,本规范考虑我国钢材的实际情况,将50mm以上改为40mm以上。现在国家冶金工业局已经制订了高层建筑结构用钢板YB 41042000标准,它是参考日本JIS G 31361994建筑结构用钢材标准结合国内实际情况制订的,与我国现在采用的结构钢相比,降低了硫、磷含量和焊接碳当量,提高了屈服点和冲击功,可保证厚度方向性能Z15至Z35级。今后可以按该标准选用适合的国产钢
5、材。3. 高层钢结构体系和最大适用高度3.1 结构体系本节给出了高层民用建筑钢结构不同结构体系在各设防烈度时的合理高度限值, 与行业标准高层民用建筑钢结构技术规程中的规定大体一致, 补充了目前已在我国采用的巨型框架体系。筒体结构中列入了框架筒、筒中筒、束筒和桁架筒等已在实际工程中采用的各种筒体结构形式。混凝土核心筒-钢框架等混合结构暂不列入。钢框架混凝土核心筒(剪力墙)混合结构,1964年阿拉斯加地震曾出现倒塌事故,美国在地震区不采用,并认为当高度超过150m(45层)时是很不经济的。日本的第一幢高层钢结构霞关大厦是1968年建成的,日本地震烈度高,也不采用这种体系。为了降低人工费,1992年
6、建造了两幢砼核心筒钢框架混合结构,其高度分别为78m和107m,结合这两幢工程展开了一些研究,将其列为特种结构,采用要经日本建筑中心评定和建设大臣批准。据报导,至今尚未出现第三幢。我国自80年代在不设防的上海希尔顿大酒店采用混合结构以来,应用较多。由于这种体系主要由混凝土核心筒承担地震作用,国内对其抗震性能和合理高度尚缺乏系统的研究,故本次修订暂不列入。(目前可按高钢规程规定的高度限值执行,并遵守双重抗侧力体系的有关抗震设计规定。)为了促进多层钢结构的发展,使小高层钢结构设计较方便,又不违背防火规范关于层高划分的规定,本章对不超过12层的建筑的抗震设计适当放宽要求。为了表达方便,在条文中采用了
7、12层以下和超过12层的用语。在结构体系上,8.1.5条对不超过12层的钢结构房屋作了较灵活规定,即可采用框架结构、框架支撑结构或其它类型的结构。3.2 适用的最大高度结构体系6、7度8度9度框架110 90 50框架-支撑(剪力墙板) 220 200 140筒体(框筒、筒中筒、桁架筒、束筒)和巨型框架 300 200 1808.1.1条将不同结构体系适用的最大高度列于表8.1.1 。表8.1.1 适用的钢结构房屋最大高度(m) 注:适用高度指规则结构的高度, 为室外地坪至檐口的高度钢框架体系的经济高度是30m,这在很多文献中都有说明。若取高层建筑平均层高为3.6m, 则为110m。考虑到框架
8、体系抗震性能很好, 对6、7度设防和非抗震设防的结构均规定不超过110m, 8、9度设防时高限适当减小。框架-支撑(剪力墙板)体系是高层钢结构的常用体系, 剪力墙板有与支撑类似的性能,在抗震建筑中可采用延性好的带竖缝墙板、内藏钢支撑混凝土墙板和钢抗震墙板等。参考我国已建成这种体系的建筑,北京京城大厦(地上52层, 高183.5m), 京广中心(地上53层, 高208m), 现规定8度地区高限为200m, 对6、7度地区和非抗震设防地区适当放宽, 9度地区适当减小。各类筒体在超高层建筑中应用较多, 世界一批最高的建筑大多采用筒体结构, 其中著名的如纽约世界贸易中心(框筒, 110层, 高411m
9、413m), 芝加哥西尔斯大厦(束筒, 110层,443m), 芝加哥约翰汉考克大厦(桁架筒, 100层, 344m)等。巨形框架适用于大开间要求, 典型的如东京市政府大厦( 地上48层, 243m), 高雄国际广场大厦(65层, 342.37m)。考虑到我国对超高层建筑经验不多, 故本条规定筒体结构和巨型框架的最大适用高度为 6、7度地区为300,高烈度区适当减小。以上高度限值规定,与高钢规程中的规定相同。超过上述高限时,按建设部规定应进行超限审查。 3.3 适用的最大高宽比关于高层钢结构的高宽比,早期的著名建筑中纽约世界贸易中心6.5是高宽比较大的,也有 一定代表性,超过此值的不多。考虑到
10、高宽比太大会使高层钢结构在大风中的位移过大,舒适度难以满足要求,一般不宜放得过宽,特殊情况尚可专门研究。另一方面,在确定合理高宽比方面,随结构体系不同如何确定尚缺少根据,考虑我国实际情况,8.1.2条暂按抗震设防烈度大致划分,不同结构体系采用统一值,即高宽比限值6、7度取6.5, 8度取6.0, 9度取5.5。若执行中有不妥,下次修订时再改。与高钢规程相比作了简化和放宽。 4层间位移角限值加州规范规定, 基本自振周期大于0.7s的结构, 弹性阶段的位移限值为层高的1250或0.03Rw(Rw为结构的延性指标)。纯框架结构Rw最大可达12, 即限值可为层高的1400。高钢规程参考美国规定采用了上
11、限层高的1250, 是因为该规程反应谱的地震影响系数下限较高, 为了避免钢材用量过多,层间位移角限值取了较大值。考虑到长周期建筑的水平地震作用在本规范中已作了调整, 有所降低, 第5章5.5节将多、高层钢结构弹性层间位移角限值改为层高的1300。罕遇地震作用下层间位移限值,在美国ATC3-06中规定为层高1/67,高钢规程取层高的170,考虑到我国规定的小震与罕遇地震在7度时相差约6倍, 位移角限值也须与此相应, 该章将弹塑性层间位移角限值调整为150。5.结构布置的一般规定与高钢规程相比,主要有以下变更:1).关于楼板,8.1.7条规定了超过12层的钢结构房屋,宜采用压型钢板组合楼板和现浇或
12、整体式钢筋混凝土楼板,并与钢梁有可靠连接;必要时可设置水平支撑。不超过12层的钢结构房屋,除上述形式外,尚可采用装配整体式钢筋混凝土楼板、装配式楼板或其它轻型楼盖,但强调了应将楼板预埋件与钢梁焊接,或采取其它保证楼盖整体性的措施。2).地下室设置,8.1.9和8.1.10条规定了超过12层的钢结构房屋应设置地下室,对12层以下的则不作限定。另外,钢结构房屋设置地下室时,规定框架柱至少伸至地下一层;框架-支撑(抗震墙板)结构中,竖向连续布置的支撑或抗震墙板应延伸至基础。与高钢规程的规定相比,对于高层钢结构设置地下室时是否用钢骨混凝土结构层不作限定,允许对不同情况作不同处理。3).关于基础埋深,8
13、.1.10条规定了采用天然地基时不宜小于房屋高度的1/15,采用桩基时承台埋深不宜小于房屋总高度的1/20,后者与高钢规程的118相比略有放松,是考虑了某些软地基的工程现实。6主要计算规定6.1 一般规定 8.2.1条规定,构件截面和连接的抗震验算时,凡本章未规定者,应符合现行有关结构设计规范的要求。由于钢结构的非抗震设计应符合钢结构设计规范,而高层钢结构构件和连接抗震设计的很多方法都在高钢规程中有规定,本章不再重复,故设计时应与这两本标准同时使用。抗震设计时的地震作用效应,考虑到它的短时间作用,除以小于1的承载力抗震调整系数。第5章表5.4.2对钢结构的承载力抗震调整系数作了调整,对不同类型
14、钢结构采用统一数值,介于89抗震规范和高钢规程规定值之间。6.2 结构阻尼比 钢结构在多遇地震下的阻尼比,对超过12层的仍采用0.02,不超过12层的拟采用0.35。钢结构房屋阻尼比, 实测表明小于混凝土结构。根据ISO规定,低层建筑阻尼比大于高层建筑,据此作了适当规定。在罕遇地震下的分析,仍采用0.05。6.3 弹塑性位移增大系数对钢框架和框架-支撑结构弹塑性位移增大系数,在大量算例的基础上编制成表,对1020层规则结构的层间位移可查表得出,简化了弹塑性位移计算。6.4 节点域剪切形的影响高层钢框架的特点, 是节点域剪切变形对框架位移影响较大, 可达1020%, 通常不能忽略。8.2.3条1
15、款规定工字形截面柱宜计入腹板剪切变形对框架位移的影响,但对箱型柱不作规定。这是因为, 箱形柱有两个腹板, 而且每个腹板的厚度一般均较工字形截面柱的腹板为厚, 其对框架位移的影响相对较小。为了适应小高层钢结构住宅的发展,考虑到层高较少时影响不大,还规定了对不超过12层的建筑可不计入。计算方法可参见高层民用建筑钢结构技术规程,此处不再赘述。节点域剪切变形对框架-支撑体系影响较小,研究表明可忽略不计。6.5双重体系中钢框架的剪力分担率在多遇地震作用下的结构分析, 规定了双重抗侧力体系中框架承担的总地震力不小于结构底部剪力的25%, 是参考了美国UBC的规定。UBC的原规定是:”框架应设计成能独立承担
16、至少25%的底部设计剪力”。该规定的目的是发挥框架部分的二道防线作用。但是在设计中在与抗侧力构件组合的情况下,符合该规定很困难。抗震规范审查组建议参照混凝土结构的规定采用双重标准,将8.2.3条2款改为“框架部分按计算得到的地震剪力应乘以调整系数,达到不小于结构底部总地震剪力的25和框架部分地震剪力最大值1.8倍二者的较小者”。混凝土结构对双重抗侧力体系的规定,相应为不小于地震剪力的20%和框架部分地震剪力最大值的1.5倍,鉴于钢结构要求25%,故规定不大于地震剪力的1.8倍。美国设计单位的做法,是在进行内力分析后,进行二次分析,此时忽略抗侧力构件,只考虑框架,检验它是否能承受25%的底部设计
17、剪力。据悉这样计算时,符合上述要求并不困难。6.6 强柱弱梁验算。8.2.5条1款对强柱弱梁要求作了规定。通常认为,框架柱屈服后在地震下出现大位移时,柱可能失去侧向抗力,从而导致结构倒塌。AISC规范指出,这并不是说框架中不能出现任何柱子屈服。过去的设计中,有很多框架柱的塑性铰是首先出现在柱上的,事实表明仍能发挥承载力。而且在设计中要完全消除“强梁弱柱”很难办到。但柱出现过多塑性铰肯定是很不利的。更加重要的是,强柱弱梁设计使柱足够强,可以做到使若干层的框架梁在大震下出现塑性铰, 达到耗能的目的。耗能是很重要的,如果结构不能有效地耗能,将使它受到的地震力增大,十分不利。另外,弱柱框架的性能一般欠
18、佳,特别是在弹塑性阶段形成软弱层,成为结构的薄弱环节,所以柱仍然是保证大震不倒的关键构件。强柱弱梁要求满足下列条件: 该条件式与高钢规程中采用的基本相同,是以塑性铰出现在梁端为前提的,所不同的是增加了强柱系数,它大于1。该式要求,交汇于节点的框架柱受弯承载力之和,应大于梁的受弯承载力之和,并乘以系数。AISC在97年以前的规定没有系数,我国高钢规程参照采用了。诺斯里奇地震后美国根据震害情况增加了调整系数,对柱进行了加强,规范组结合我国情况作了适当规定。对于强柱弱梁公式,需作一点说明。根据钢结构塑性设计的公式, 在主平面内受弯的工字形截面压弯构件, 其受弯承载力应按下式计算: 该式表明, 以上的
19、强柱弱梁表达式中, 忽略了系数1.15已使柱具有1.15倍的安全储备。诺斯里奇地震后, 1997年发表的美国AISC钢结构房屋抗震设计规定, 系数取1.1, 其中是钢材的超强系数, 即钢材实际屈服强度与其标准值的比值。增大柱内力是出于下列考虑: 在弹性分析时水平力可能取小了; 计算时对倾覆力估计过低;未明确规定的竖向加速度会同时出现。美国钢材超强情况由来已久,并已成为1994年诺斯里奇地震钢框架震害的原因之一, 因为连接的承载力没有相应提高。1994年美国型钢生产商研究会(SSPC)对型钢产品的性能进行了调查,提出了用于抗弯连接计算的平均屈服强度的建议值。据此97年规定的对A36钢取1.5,
20、对A572钢取1.3,对其它钢材取1.1。对常钢材A36和A572,强柱调整系数分别达到1.65和1.43,是很可观的。日本用钢材连接系数表示钢材的超强, 在1998年公布的钢结构极限状态设计指针中, 对系数也进行了调整,对SS 400取为1.25,对SM 490、SN 400B、SN 400C、SN 490B、和SN 490C取为1.15。日本过去用的值对低碳钢取1.2,对高强度低合金钢取1.3, 这次调整对低碳钢升了,对低合金钢降了,反映材料产品性能的变化。由此可见, 该系数的调整并非普遍提高, 而是各国考虑了各自钢材的实际情况进行了调整。我国钢结构规范编制组1998年对钢材抗力分项系数按
21、国标规定的钢板厚度分级重新进行了统计, 其结果与过去采用的Q235钢为1.087和16Mn钢为1.111的强度系数在数值上相差不多。高钢规程编制时考虑与其它国家的多数规定一致,采用了1.2, 是偏于安全的, 这次不拟修改。剪力计算用1.3是计入了局部荷载剪力效应的近似表达。考虑我国情况,强柱弱梁公式中的强柱系数取得太大将使柱钢材用量增加过多,对我国推广钢结构不利, 故对6、7度取1.0,对8度取1.05, 9度取1.15。抗震规范参考AISC97的抗震规定,结合我国情况提出框架柱所在楼层的受剪承载力比上一层的受剪承载力高出25,或柱轴向力设计值与柱全截面面积与钢材强度设计值乘积的比值不大于0.
22、4,或当时, 可将荷载组合中的地震作用引起的柱轴力加大一 倍, 使此时的柱轴力满足。 在此情况下可不进行强柱弱梁验算.单层房屋和多层房屋的顶层,不需要符合强柱弱梁,因为它们在非弹性阶段出现软弱层没有什么实际意义。6.7 框架节点域的验算, 节点域验算包括节点域的稳定性验算、强度验算和屈服程度验算。稳定性验算借鉴美国规范的经验公式, 即板域厚度不小于其高度与宽度之和的190。 在编制高钢规程时,同济大学和哈建大作过试验,结果都表明板域稳定按厚度不小于高、宽度之和的170控制较合理。考虑两校所作试验的试件厚度偏小, 故高层钢结构构仍按美国规定采用,即不小于其高度与宽度之和的190,但多层钢结构则取
23、1/70。本规范没有对多层下定义,仅规定地面以上小于或等于12层的结构,板域稳定性应按170计算。 节点域的强度验算,我们采用了日本的表达式, 是考虑它较简单且较直观。公式来源参见高钢规程的条文说明,此处不再赘述。节点域厚度对钢框架性能影响较大, 太薄了会使钢框架的位移增大过多,太厚了会使节点域不能发挥耗能作用。因此既不能太厚也不能太薄。参考日本的研究成果, 取节点域屈服弯矩为梁端屈服弯矩之和的0.7倍,可使节点域切变形对框架位移的影响不太大, 同时又能满足耗能要求。考虑到按此规定计算可能使节点域普遍加厚, 对于广大的7度地区, 适当降低了要求, 用0.6代替0.7。在强柱弱梁情况下, 节点域
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