条文说明08附录G.doc

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1、【精品文档】如有侵权，请联系网站删除，仅供学习与交流条文说明08附录G.精品文档.8 多层和高层钢结构房屋8.1 一般规定8.1.1 本章主要适用于民用建筑，多层工业建筑不同于民用建筑的部分，由附录H予以规定。用冷弯薄壁型钢作为主要承重结构的房屋，构件截面较小，自重较轻，可不执行本章的规定。本章不适用于上层为钢结构下层为钢筋混凝土结构的混合型结构。对于混凝土核心筒-钢框架混合结构，在美国主要用于非抗震设防区，且认为不宜大于150m。在日本，1992年建了两幢，其高度分别为78m和107m，结合这两项工程开展了一些研究，但并未推广。据报道，日本规定采用这类体系要经建筑中心评定和建设大臣批准。我国

2、自20世纪80年代在当时不设防的上海希尔顿酒店采用混合结构以来，应用较多，除大量应用于7度和6度地区外，也用于8度地区。由于这种体系主要由混凝土核心筒承担地震作用，钢框架和混凝土筒的侧向刚度差异较大，国内对其抗震性能虽有一些研究，尚不够完善。本次修订，将混凝土核心筒-钢框架结构做了一些原则性的规定，列入附录G第G.2节中。本次修订，将框架-偏心支撑（延性墙板）单列，有利于促进它的推广应用。筒体和巨型框架以及框架-偏心支撑的适用最大高度，与国内现有建筑已达到的高度相比是保守的，需结合超限审查要求确定。AISC抗震规程对B、C等级（大致相当于我国0.lOg及以下）的结构，不要求执行规定的抗震构造措

3、施，明显放宽。据此，对7度按设计基本地震加速度划分。对8度也按设计基本地震加速度作了划分。8.1.2 国外20世纪70年代及以前建造的高层钢结构，高宽比较大的，如纽约世界贸易中心双塔，为6.6，其他建筑很少超过此值的。注意到美国东部的地震烈度很小，高层民用建筑钢结构技术规程JGJ 99据此对高宽比作了规定。本规范考虑到市场经济发展的现实，在合理的前提下比高层钢结构规程适当放宽高宽比要求。本次修订，按高层民用建筑钢结构技术规程JGJ 99增加了表注，规定了底部有大底盘的房屋高度的取法。8.1.3 将2001规范对不同烈度、不同层数所规定的“作用效应调整系数”和“抗震构造措施”共7种，调整、归纳、

4、整理为四个不同的要求，称之为抗震等级。2001规范以12层为界区分改为50m为界。对6度高度不超过50m的钢结构，与2001规范相同，其“作用效应调整系数和“抗震构造措施”可按非抗震设计执行。不同的抗震等级，体现不同的延性要求。可借鉴国外相应的抗震规范，如欧洲Eurocode8、美国AISC、日本BCJ的高、中、低等延性要求的规定。而且，按抗震设计等能量的概念，当构件的承载力明显提高，能满足烈度高一度的地震作用的要求时，延性要求可适当降低，故允许降低其抗震等级。甲、乙类设防的建筑结构，其抗震设防标准的确定，按现行国家标准建筑工程抗震设防分类标准GB 50223的规定处理，不再重复。8.1.5

5、本次修订，将2001规范的12层和烈度的划分方法改为抗震等级划分。所以本章对钢结构房屋的抗震措施，一般以抗震等级区分。凡未注明的规定，则各种高度、各种烈度的钢结构房屋均要遵守。本次修订，补充了控制单跨框架结构适用范围的要求。8.1.6 三、四级且高度不大于50m的钢结构房屋宜优先采用交叉支撑，它可按拉杆设计，较经济。若采用受压支撑，其长细比及板件宽厚比应符合有关规定。大量研究表明，偏心支撑具有弹性阶段刚度接近中心支撑框架，弹塑性阶段的延性和消能能力接近于延性框架的特点，是一种良好的抗震结构。常用的偏心支撑形式如图19所示。偏心支撑框架的设计原则是强柱、强支撑和弱消能梁段，即在大震时消能梁段屈服

6、形成塑性铰，且具有稳定的滞回性能，即使消能梁段进入应变硬化阶段，支撑斜杆、柱和其余梁段仍保持弹性。因此，每根斜杆只能在一端与消能梁段连接，若两端均与消能梁段相连，则可能一端的消能梁段屈服，另一端消能梁段不屈服，使偏心支撑的承载力和消能能力降低。本次修订，考虑了设置屈曲约束支撑框架的情况。屈曲约束支撑是由芯材、约束芯材屈曲的套管和位于芯材和套管间的无粘结材料及填充材料组成的一种支撑构件。这是一种受拉时同普通支撑而受压时承载力与受拉时相当且具有某种消能机制的支撑，采用单斜杆布置时宜成对设置。屈曲约束支撑在多遇地震下不发生屈曲，可按中心支撑设计；与V形、八形支撑相连的框架梁可不考虑支撑屈曲引起的竖向

7、不平衡力。此时，需要控制屈曲约束支撑轴力设计值：式中：N屈曲约束支撑轴力设计值；Nysc芯板的受拉或受压屈服承裁力，根据芯材约束屈服段的截面面积来计算；Al约束屈服段的钢材截面面积；fay芯板钢材的屈服强度标准值；y芯板钢材的超强系数，Q235取1.25，Q195取1.15，低屈服点钢材(fay160)取1.1，其实测值不应大于上述数值的15%。作为消能构件时，其设计参数、性能检验、计算方法的具体要求需按专门的规定执行，主要内容如下：1，屈曲约束支撑的性能要求：1)芯材钢材应有明显的屈服台阶，屈服强度不宜大于235kN/mm2，伸长率不应小于25%；2)钢套管的弹性屈曲承载力不宜小于屈曲约束支

8、撑极限承载力计算值的1.2倍；3)屈曲约束支撑应能在2倍设计层间位移角的情况下，限制芯材的局部和整体屈曲。2，屈曲约束支撑应按照同一工程中支撑的构造形式、约束屈服段材料和屈服承载力分类进行抽样试验检验，构造形式和约束屈服段材料相同且屈服承载力在50%至150%范围内的屈曲约束支撑划分为同一类别。每种类别抽样比例为2%，且不少于一根。试验时，依次在1/300，1/200，1/150，1/100支撑长度的拉伸和压缩往复各3次变形。试验得到的滞回曲线应稳定、饱满，具有正的增量刚度，且最后一级变形第3次循环的承载力不低于历经最大承载力的85%，历经最大承载力不高于屈曲约束支撑极限承载力计算值的1.1倍

9、。3，计箅方法可按照位移型阻尼器的相关规定执行。8.1.9 支撑桁架沿竖向连续布置，可使层间刚度变化较均匀。支撑桁架需延伸到地下室，不可因建筑方面的要求而在地下室移动位置。支撑在地下室是否改为混凝土抗震墙形式，与是否设置钢骨混凝土结构层有关，设置钢骨混凝土结构层时采用混凝土墙较协调。该抗震墙是否由钢支撑外包混凝土构成还是采用混凝土墙，由设计确定。日本在高层钢结构的下部（地下室）设钢骨混凝土结构层，目的是使内力传递平稳，保证柱脚的嵌固性，增加建筑底部刚性、整体性和抗倾覆稳定性；而美国无此要求。本规范对此不作规定。多层钢结构与高层钢结构不同，根据工程情况可设置或不设置地下室。当设置地下室时，房屋一

10、般较高，钢框架柱宜伸至地下一层。钢结构的基础埋置深度，参照高层混凝土结构的规定和上海的工程经验确定。8.2 计算要点8.2.1 钢结构构件按地震组合内力设计值进行抗震验算时，钢材的各种强度设计值需除以本规范规定的承载力抗震调整系数yRE，以体现钢材动静强度和抗震设计与非抗震设计可靠指标的不同。国外采用许用应力设计的规范中，考虑地震组合时钢材的强度通常规定提高13或30%，与本规范yRE的作用类似。8.2.2 2001规范的钢结构阻尼比偏严，本次修订依据试验结果适当放宽。采用屈曲约束支撑的钢结构，阻尼比按本规范第12章消能减震结构的规定采用。采用该阻尼比后，地震影响系数均按本规范第5章的规定采用

11、。8.2.3 本条规定了钢结构内力和变形分析的一些原则要求。1，钢结构考虑二阶效应的计算，钢结构设计规范GB 50017-2003第3.2.8条的规定，应计入构件初始缺陷（初倾斜、初弯曲、残余应力等）对内力的影响，其影响程度可通过在框架每层柱顶作用有附加的假想水乎力来体现。2，对工字形截面柱，美国NEHRP抗震设计手册（第二版）2000年节点域考虑剪切变形的方法如下，可供参考：考虑节点域剪切变形对层间位移角的影响，可近似将所得层间位移角与由节点域在相应楼层设计弯矩下的剪切变形角平均值相加求得。节点域剪切变形角的楼层平均值可按下式计算。式中：i第i层钢框架在所考虑的受弯平面内节点域剪切变形引起的

12、变形角平均值；Mj,i第i层框架的第j个节点域在所考虑的受弯平面内的不平衡弯矩，由框架分析得出，即Mji=Mb1+Mb2；Vpe,ji第i层框架的第j个节点域的有效体积；Mb1、Mb2分别为受弯平面内第i层第j个节点左、右梁端同方向地震作用组合下的弯矩设计值。对箱形截面柱节点域变形较小，其对框架位移的影响可略去不计。3，本款修订依据多道防线的概念设计，框架一支撑体系中，支撑框架是第一道防线，在强烈地震中支撑先屈服，内力重分布使框架部分承担的地震剪力必需增大，二者之和应大于弹性计算的总剪力；如果调整的结果框架部分承担的地震剪力不适当增大，则不是“双重体系”而是按刚度分配的结构体系。美国IBC规范

13、中，这两种体系的延性折减系数是不同的，适用高度也不同。日本在钢支撑-框架结构设计中，去掉支撑的纯框架按总剪力的40%设计，远大于25%总剪力。这一规定体现了多道设防的原则，抗震分析时可通过框架部分的楼层剪力调整系数来实现，也可采用删去支撑框架进行计算来实现。4，为使偏心支撑框架仅在耗能梁段屈服，支撑斜杆、柱和非耗能梁段的内力设计值应根握耗能梁段屈服时的内力确定并考虑耗能梁段的实际有效超强系数，再根据各构件的承载力抗震调整系数，确定斜杆、柱和非耗能梁段保持弹性所需的承载力。2005AISC抗震规程规定，位于消能梁段同一跨的框架梁和框架柱的内力设计值增大系数不小于1.1，支撑斜杆的内力增大系数不小

14、于1.25。据此，对2001规范的规定适当调整，梁和柱由原来的8度不小于1.5和9度不小于1.6调整为二级不小于1.2和一级不小于1.3，支撑斜杆由原来的8度不小于1.4和9度不小于1.5调整为二级不小于1.3和一级不小于1.4。8.2.5 本条是实现“强柱弱梁”抗震概念设计的基本要求。1，轴压比较小时可不验算强柱弱梁。条文所要求的是按2倍的小震地震作用的地震组合得出的内力设计值，而不是取小震地震组合轴向力的2倍。参考美国规定增加了梁端塑性铰外移的强柱弱梁验算公式。骨形连接(RBS)连接的塑性铰至柱面距离，参考FEMA350的规定，取(0.50.75)bf+(0.650.85)hb/2（其中，

15、bf和hb分别为梁翼缘宽度和梁截面高度）；梁端扩大型和加盖板的连接按日本规定，取净跨的1/10和梁高二者的较大值。强柱系数建议以7度(0.lOg)作为低烈度区分界，大致相当于AISC的等级C，按AISC抗震规程，等级B、C是低烈度区，可不执行该标准规定的抗震构造措施。强柱系数实际上已隐含系数1.15。本次修订，只是将强柱系数，按抗震等级作了相应的划分，基本维持了2001规范的数值。2，关于节点域。日本规定节点板域尺寸自梁柱翼缘中心线算起，AISC的节点域稳定公式规定自翼缘内侧算起。本次修订，拟取自翼缘中心线算起。美国节点板域稳定公式为高度和宽度之和除以90，历次修订此式未变；我国同济大学和哈尔

16、滨工业大学做过试验，结果都是1/70考虑到试件板厚有一定限制，过去对高层用1/90，对多层用1/70。板的初始缺陷对平面内稳定影响较大，特别是板厚有限时，一次试验也难以得出可靠结果。考虑到该式一般不控制，本次修订拟统一采用美国的参数1/90。研究表明，节点域既不能太厚，也不能太薄，太厚了使节点域不能发挥其耗能作用，太薄了将使框架侧向位移太大，规范使用折减系数来设计。取0.7是参考日本研究结果采用。高层民用建筑钢结构技术规程JGJ 99-98规定在7度时改用0.6，是考虑到我国7度地区较大，可减少节点域加厚。日本第一阶段设计相当于我国8度；考虑7度可适当降低要求，所以按抗震等级划分拟就了系数。当

17、两侧粱不等高时，节点域剪应力计算公式可参阅钢结构设计规范管理组编著的钢结构设计计算示例p582页，中国计划出版社，2007年3月。8.2.6 本条规定了支撑框架的验算。1，考虑循环荷载时的强度降低系数，是高钢规编制时陈绍蕃教授提出的。考虑中心支撑长细比限值改动较大，拟保留此系数。2，当人字支撑的腹杆在大震下受压屈曲后，其承载力将下降，导致横梁在支撑处出现向下的不平衡集中力，可能引起横梁破坏和楼板下陷，并在横梁两端出现塑性铰；此不平衡集中力取受拉支撑的竖向分量减去受压支撑屈曲压力竖向分量的30%。V形支撑情况类似，仅当斜杆失稳时楼板不是下陷而是向上隆起，不平衡力与前种情况相反。设计单位反映，考虑

18、不平衡力后梁截面过大。条文中的建议是AISC抗震规程中针对此情况提出的，具有实用性，参见图20。图20 人字支撑的布置8.2.7 偏心支撑框架的设计计算，主要参考AISC于1997年颁布的钢结构房屋抗震规程并根据我国情况作了适当调整。当消能梁段的轴力设计值不超过0.15Af时，按AISC规定忽略轴力影响，消能梁段的受剪承载力取腹板屈服时的剪力和梁段两端形成塑性铰时的剪力两者的较小值。本规范根据我国钢结构设计规范关于钢材拉、压、弯强度设计值与屈服强度的关系，取承载力抗震调整系数为1.0，计算结果与AISC相当；当轴力设计值超过0.15Af时，则降低梁段的受剪承载力，以保证该梁段具有稳定的滞回性能

19、。为使支撑斜杆能承受消能梁段的梁端弯矩，支撑与梁段的连接应设计成刚接（图21）。图21 支撑端部刚接构造示意图8.2.8 构件的连接，需符合强连接弱构件的原则。1，需要对连接作二阶段设计。第一阶段，要求按构件承载力而不是设计内力进行连接计算，是考虑设计内力较小时将导致连接件型号和数量偏少，或焊缝的有效截面尺寸偏小，给第二阶段连接（极限承载力）设计带来困难。另外，高强度螺栓滑移对钢结构连接的弹性设计是不允许的。2，框架梁一般为弯矩控制，剪力控制的情况很少，其设计剪力应采用与梁屈服弯矩相应的剪力，2001规范规定采用腹板全截面屈服时的剪力，过于保守。另一方面，2001规范用1.3代替1.2考虑竖向

20、荷载往往偏小，故作了相应修改。采用系数1.2，是考虑梁腹板的塑性变形小于翼缘的变形要求较多，当梁截面受剪力控制时，该系数宜适当加大。3，钢结构连接系数修订，系参考日本建筑学会钢结构连接设计指南(2001/2006)的下列规定拟定。母材牌号梁端连接时支撑连接构件拼接柱 脚母材破断螺栓破断母材破断螺栓破断SS4001.401.451.251.30埋入式1.2SM4901.351.401.201.25外包式1.2SN4001.301.351.151.20外露式1.0SN4901.251.301.101.15注：螺栓是指高强度螺栓，极限承载力计算时按承压型连接考虑。表中的连接系数包括了超强系数和应变硬

21、化系数；SS是碳素结构钢，SM是焊接结构钢，SN是抗震结构钢，其性能是逐步提高的。连接系数随钢种的性能提高而递减，也随钢材的强度等级递增而递减，是以钢材超强系数统计数据为依据的，而应变硬化系数各国普遍取1.1。该文献说明，梁端连接的塑性变形要求最高，连接系数也最高，而支撑连接和构件拼接的塑性变形相对较小，故连接系数可取较低值。螺栓连接受滑移的影响，且钉孔使截面减弱，影响了承载力。美国和欧盟规范中，连接系数都没有这样细致的划分和规定。我国目前对建筑钢材的超强系数还没有作过统计，本规范表8.2.8是按上述文献2006版列出的，它比2001规范对螺栓破断的规定降低了0.05。借鉴日本上述规定，将构件

22、承载力抗震调整系数中的焊接连接和螺栓连接都取0.75，连接系数在连接承载力计算表达式中统一考虑，有利于按不同情况区别对待，也有利于提高连接系数的直观性。对于Q345钢材，连接系数1.30fu/fy=470/345=1.36，解决了2001规范所规定综合连接系数偏高，材料强度不能充分利用的问题。另外，对于外露式柱脚，考虑在我国应用较多，适当提高抗震设计时的承载为是必要的，采用了1.1系数。本规范表8.2.8与日本规定相当接近。8.3 钢框架结构的抗震构造措施8.3.1 框架柱的长细比关系到钢结构的整体稳定。研究表明，钢结构高度加大时，轴力加大，竖向地震对框架柱的影响很大。本条规定与2001规范相

23、比，高于50m时，7、8度有所放松；低于50m时，8、9度有所加严。8.3.2 框架梁、柱板件宽厚比的规定，是以结构符合强柱弱梁为前提，考虑柱仅在后期出现少量塑性不需要很高的转动能力，综合美国和日本规定制定的。陈绍蕃教授指出，以轴压比0.37为界的12层以下梁腹板宽厚比限值的计算公式，适用于采用塑性内力重分布的连续组合梁负弯矩区，如果不考虑出现塑性铰后的内力重分布，宽厚比限值可以放宽。据此，将2001规范对梁宽厚比限值中的(Nb/Af0.37)和(Nb/Af0.37)两个限值条件取消。考虑到按刚性楼盖分析时，得不出梁的轴力，但在进入弹塑性阶段时，上翼缘的负弯矩区楼板将退出工作，迫使钢粱翼缘承受

24、一定轴力，不考虑是不安全的。注意到日本对梁腹板宽厚比限值的规定为60(65)，括号内为缓和值，不考虑轴力影响；AISC 341-05规定，当梁腹板轴压比为0.125时其宽厚比限值为75。据此，梁腹板宽厚比限值对一、二、三、四抗震等级分别取上限值(60、65、70、75)。本次修订按抗震等级划分后，12层以下柱的板件宽厚比几乎不变，12层以上有所放松：8度由10、43、35放松为11、45、36；7度由11、43、3 7放松为12、48、38；6度由13、43、39放松为13、52、40。注意，从抗震设计的角度，对于板件宽厚比的要求，主要是地震下构件端部可能的塑性铰范围，非塑性铰范围的构件宽厚比

25、可有所放宽。8.3.3 当梁上翼缘与楼板有可靠连接时，简支梁可不设置侧向支承，固端梁下翼缘在梁端0.15倍梁跨附近宜设置隅撑。梁端采用梁端扩大、加盏板或骨形连接时，应在塑性区外设置竖向加劲肋，隅撑与偏置的竖向加劲肋相连。梁端翼缘宽度较大，对梁下翼缘侧向约束较大时，也可不设隅撑。朱聘儒著钢-混凝土组合梁设计原理（第二版）、一书，对负弯矩区段组合梁钢部件的稳定性作了计算分析，指出负弯矩区段内的梁部件名义上虽是压弯构件，由于其截面轴压比较小，稳定问题不突出。李国强著多高层建筑钢结构设计第203页介绍了提供侧向约束的几种方法，也可供参考。首先验算钢梁受压区长细比y是否满足：若不满足可按图22所示方法设

26、置侧向约束。图22 钢梁受压翼缘侧向约束8.3.4 本条规定了梁柱连接构造要求。1，电渣焊时壁板最小厚度16mm，是征求日本焊接专家意见并得到国内钢结构制作专家的认同。贯通式隔板是和冷成形箱形柱配套使用的，柱边缘受拉时要求对其采用Z向钢制作，限于设备条件，目前我国应用不多，其构造要求可参见现行行业标准高层民用建筑钢结构技术规程JGJ 99。隔板厚度一般不宜小于翼缘厚度。2，现场连接时焊接孔如规范条文图8.3.4-1所示，应严格按规定形状和尺寸用刀具加工。FEMA中推荐的孔形如下（图23），美国规定为必须采用之孔形。其最大应力不出现在腹板与翼缘连接处，香港学者做过有限元分析比较，认为是当前国际上

27、最佳孔形，且与梁腹板连接方便。有条件时也可采用该焊接孔形。（图移下页）3，日本规定腹板连接板tw16m时采用双面角焊缝，焊缝计算厚度取5mm；tw大于16mm时用K形坡口对接焊缝，端部均要求绕焊。美国将梁腹板连接板连接焊缝列为重要焊缝，要求符合与翼缘焊缝同等的低温冲击韧性指标。本条不要求符合较高冲击韧性指标，但要求用气保焊和板端绕焊。4，日本普遍采用梁端扩大形，不采用RBS形；美国主要采用RBS形。RBS形加工要求较高，且需在关键截面削减部分钢材，国内技术人员表示难以接受。现将二者都列出供选用。此外，还有梁端用矩形加强板、加腋等形式加强的方案，这里列入常用的四种形式（图24）。梁端扩大部分的直

28、角边长比可取1:2至1:3。AISC将7度(0.15g)及以上列入强震区，宜按此要求对梁端采用塑性铰外移构造。5，日本在梁高小于700mm时，采用本规范图8.3.4-2的悬臂梁段式连接。6，AISC规定，隔板与柱壁板的连接，也可用角焊缝加强的双面部分熔透焊缝连接，但焊缝的承载力不应小于隔板与柱翼缘全截面连接时的承载力。图23 FEMA推荐的焊接孔形图24 梁端扩大形连接、骨形连接、盖板式连接和翼缘板式连接8.3.5 当节点域的体积不满足第8.2.5条有关规定时，参考日本规定和差国AISC钢结构抗震规程1997年版的规定，提出了加厚节点域和贴焊补强板的加强措施：(1)对焊接组合柱，宜加厚节点板，

29、将柱腹板在节点域范围更换为较厚板件。加厚板件应伸出柱横向加劲肋之外各150mm，并采用对接焊缝与柱腹板相连；(2)对轧制H形柱，可贴焊补强板加强。补强板上下边缘可不伸过横向加劲肋或伸过柱横向加劲肋之外各150mm。当补强板不伸过横向加劲肋时，加劲肋应与柱腹板焊接，补强板与加劲肋之间的角焊缝应能传递补强板所分担的剪力，且厚度不小于5mm；当补强板伸过加劲肋时，加劲肋仅与补强板焊接，此焊缝应能将加劲肋传来的力传递给补强板，补强板的厚度及其焊缝应按传递该力的要求设计。补强板侧边可采用角焊缝与柱翼缘相连，其板面尚虚采用塞焊与柱腹板连成整体。塞焊点之间的距离，不应大于相连板件中较薄板件厚度的倍。8.3.

30、6 罕遇地震作用下，框架节点将进入塑性区，保证结构在塑性区的整体性是很必要的。参考国外关于高层钢结构的设计要求，提出相应规定。8.3.7 本条规定主要考虑柱连接接头放在柱受力小的位置。本次修订增加了对净高小于2. 6m柱的接头位置要求。8.3.8本条要求，对8、9度有所放松。外露式只能用于6、7度高度不超过50m的情况。8.4 钢框架-中心支撑结构的抗震构造措施8.4.1 本节规定了中心支撑框架的构造要求，主要用于高度50m以上的钢结构房屋。AISC 341-05抗震规程，特殊中心支撑框架和普通中心支撑框架的支撑长细比限值均规定不大于。本次修订作了相应修改。本次修订，按抗震等级划分后，支撑板件

31、宽厚限值也作了适当修改和补充。对50m以上房屋的工字形截面构件有所放松：9度由7，21放松为8，25；8度时由8，23放松为9，26；7度时由8，23放松为10，27；6度时由9，25放松为13，33。8.4.2 美国规定，加速度0.15g以上的地区，支撑框架结构的梁与柱连接不应采用铰接。考虑到双重抗侧力体系对高层建筑抗震很重要，且梁与柱铰接将使结构位移增大，故规定一、二、三级不应铰接。支撑与节点板嵌固点保留一个小距离，可使节点板在大震时产生平面外屈曲，从而减轻对支撑的破坏，这是AISC-97（补充）的规定，如图25所示。图25 支撑端部节点板的构造示意图8.5 钢框架-偏心支撑结构的抗震构造

32、措施8.5.1 本节规定了保证消能梁段发挥作用的一系列构造要求。为使消能梁段有良好的延性和消能能力，其钢材应采用Q235，Q345或Q345GJ。板件宽厚比参照AISC的规定作了适当调整。当梁上翼缘与楼板固定但不能表明其下翼缘侧向固定时，仍需设置侧向支撑。8.5.3 为使消能梁段在反复荷载作用下具有良好的滞回性能，需采取合适的构造并加强对腹板的约束：1，支撑斜杆轴力的水平分量成为消能梁段的轴向力，当此轴向力较大时，除降低此梁段的受剪承载力外，还需减少该梁段的长度，以保证它具有良好的滞回性能。2，由于腹板上贴焊的补强板不能进入弹塑性变形，因此不能采用补强板；腹板上开洞也会影响其弹塑性变形能力。3

33、，消能梁段与支撑斜杆的连接处，需设置与腹板等高的加劲肋，以传递梁段的剪力并防止梁腹板屈曲。4，消能梁段腹板的中间加劲肋，需按梁段的长度区别对待，较短时为剪切屈服型，加劲肋间距小些；较长时为弯曲屈服型，需在距端部1.5倍的翼缘宽度处配置加劲肋；中等长度时需同时满足剪切屈服型和弯曲屈服型的要求。偏心支撑的斜杆中心线与梁中心线的交点，一般在消能梁段的端部，也允许在消能梁段内，此时将产生与消鲈梁段端部弯矩方向相反的附加弯矩，从而减少消能梁段和支撑杆的弯矩，对抗震有利；但交点不应在消能梁段以外，因此时将增大支撑和消能梁段的弯矩，于抗震不利（图26）。图26 偏心支撑构造8.5.5 消能梁段两端设置翼缘昀

34、侧向隅撑，是为了承受平面外扭转。8.5.6 与消能梁段处于同一跨内的框架梁，同样承受轴力和弯矩，为保持其稳定，也需设置翼缘的侧向隅撑。附录G 钢支撑-混凝土框架和钢框架-钢筋混凝土核心筒结构房屋抗震设计要求G.1 钢支撑-钢筋混凝土框架G.1.1 我国的钢支撑一混凝土框架结构，钢支撑承担较大的水平力，但不及抗震墙，其适用高度不宜超过框架结构和框剪结构二者最大适用高度的平均值。本节的规定，除抗震等级外也可适用于房屋高度在混凝土框架结构最大适用高度内的情况。G.1.2 由于房屋高度超过本规范第6.1.1条混凝土框架结构的最大适用高度，故参照框剪结构提高抗震等级。G.1.3 本条规定了钢支撑一混凝土

35、框架结构不同于钢支撑结构、混凝土框架结构的设计要求，主要参照混凝土框架一抗震墙结构的要求，将钢支撑框架在整个结构中的地位类比于混凝土框架-抗震墙结构中的抗震墙。G.1.4 混合结构的阻尼比，取决于混凝土结构和钢结构在总变形能中所占比例的大小。采用振型分解反应谱法时，不同振型的阻尼比可能不同。当简化估算时，可取0.045。按照多道防线的概念设计，支撑是第一道防线，混凝土框架需适当增大按刚度分配的地震作用，可取两种模型计算的较大值。G.2 钢框架-钢筋混凝土核心筒结构G.2.1 我国的钢框架-钢筋混凝土核心筒，由钢筋混凝土筒体承担主要水平力，其遁用高度应低于高层钢结构而高于钢筋混凝土结构，参考高层

36、建筑混凝土结构技术规程JGJ 3-2002第11章的规定，其最大适用高度不大于二者的平均值。G.2.2 本条抗震等级的划分，基本参照高层建筑混凝土结构技术规程JGJ 3- 2002的第11章和本规范第6.1.2、8.1.3条的规定。G.2.3 本条规定了钢框架-钢筋混凝土核心筒结构体系设计中不同于混凝土结构、钢结构的一些基本要求：1，近年来的试验和计算分析，对钢框架部分应承担的最小地震作用有些新的认识：框架部分承担一定比例的地震作用是非常重要的，如果钢框架部分按计算分配的地震剪力过少，则混凝土、筒体的受力状态和地震下的表现与普通钢筋混凝土结构几乎没有差别；，甚至混凝土墙体更容易破坏。清华大学土

37、木系选择了一幢国内的钢框架-混凝土核心筒结构，变换其钢框架部分和混凝土核心筒的截面尺寸，并将它们进行不同组合，分析了共20个截面尺寸互不相同的结构方案，进行了在地震作用下的受力性能研究和比较，提出了钢框架部分剪力分担率的设计建议。考虑钢框架-钢筋混凝土核心筒的总高度大于普通的钢筋混凝土框架-核心筒房屋，为给混凝土墙体留有一定的安全储备，规定钢框架按刚度分配的最小地震作用。当小于规定时，混凝土筒承担的地震作用和抗震构造均应适当提高。2，钢框架柱的应力一般较高，而混凝土墙体大多由位移控制，墙的应为较低，而且两种材料弹性模量不等，此外，混凝土存在徐变和收缩，因此会使钢框架和混凝土简体间存在较大变形。

38、为了其差异变形不致使结构产生过大的附加内力，国外这类结构的楼盖梁大多两端都做成铰接。我国的习惯做法是，楼盖梁与周边框架刚接，但与钢筋混凝土墙体做成铰接，当墙体内设置连接用的构造型钢时，也可采用刚接。3，试验表明，混凝土墙体与钢梁连接处存在局部弯矩及轴向力，但墙体平面外刚度较小，很容易出现裂缝；设置构造型钢有助于提高墙体的局部性能，也便于钢结构的安装。4。底部或下部楼层用型钢混凝土柱，上部楼层用钢柱，可提高结构刚度和节约钢材，是常见的做法。阪神地震表明，此时应避免刚度突变引起的破坏，设置过渡层使结构刚度逐渐变化，可以减缓此种效应。5，要使钢框架与混凝土核心筒能协同工作，其楼板的刚度和大震作用下的

39、整体性是十分重要的，本条要求其楼板应采用现浇实心板。G.2.4 本条规定了抗震计算中，不同于钢筋混凝土结构的要求：1，混合结构的阻尼比，取决于混凝土结构和钢结构在总变形能中所占比例的大小。采用振型分解反应谱法时，不同振型的阻尼比可能不同。必要时，可参照本规范第10章关于大跨空间钢结构与混凝土支座综合阻尼比的换算方法确定，当简化估算时，可取0.045。2，根据多道抗震防线的要求，钢框架部分应按其刚度承担一定比例的楼层地震力。按美国IBC 2006规定，凡在设计时考虑提供所需要的抵抗地震力的结构部件所组成的体系均为抗震结构体系。其中，由剪力墙和框架组成的结构有以下三类：双重体系是“抗弯框架(mom

40、ent frame)具有至少提供抵抗25%设计力(design forces)的能力，而总地震抗力由抗弯框架和剪力墙按其相对刚度的比例共同提供”；由中等抗弯框架和普通剪力墙组成的双重体系，其折减系数R=5.5，不许用于加速度大于0.20g的地区。在剪力墙-框架协同体系中，“每个楼层的地震力均由墙体和框架按其相对刚度的比例并考虑协同工作共同承担”；其折减系数也是R=5,5，但不许用于加速度大于0.13g的地区。当设计中不考虑框架部分承受地震力时，称为房屋框架(building frame)体系；对于普通剪力墙和建筑框架的体系，其折减系数R=5，不许用于加速度大于0.20g的地区。关于双重体系中钢框架部分的剪力分担率要求，美国UBC85已经明确为“不少于所需侧向力的25%”，在UBC97是“应能独立承受至少25%的设计基底剪力”。我国在2001抗震规范修订时，第8章多高层钢结构房屋的设计规定是“不小于钢框架部分最大楼层地震剪力的1.8倍和25%结构总地震剪力二者的较小值”。考虑到混凝土核心筒的刚度远大于支撑钢框架或钢筒体，参考混凝土核心筒结构的相关要求，本条规定调整后钢框架承担的剪力至少达到底部总剪力的15%。