多高层房屋结构建筑资料 101页

本章目录 基本要求 9.1 概述 9.2 高层钢结构的计算特点 9.3 压型钢板组合楼（屋 ) 盖结构 9.4 构件及连接的设计特点 1 ．了解多、高层钢结构的结构体系和特点及组合楼盖的设计。 2 ．掌握高层钢结构的设计。 第 9.1 节 概述 1. 多、高层钢结构的特点 2. 高层建筑钢结构的结构体系 1 . 了解多、高层钢结构的特点 2 . 了解常用的高层建筑钢结构的结构体系 本节目录 基本要求 9.1.1 多、高层钢结构的特点 世界上第一幢高层钢结构是美国芝加哥的家庭保险公司大楼 (10 层，高 55m) ，建于 1884 年。 20 世纪开始，钢结构高层建筑在美国大量建成，最具代表性的有： l02 层、高 381m 的纽约帝国大厦 ( 图 9.1.1) 110 层、高 411m 的世界贸易中心 目前世界上最高的钢结构建筑为 110 层、高 443m 的芝加哥西尔斯大厦 ( 图 9.1.2) 。 图 9.1.1 图 9.1.2 我国现代高层建筑钢结构自 80 年代中期起步，第一幢高层建筑钢结构为 43 层、高 165m 的深圳发展中心大厦（图 9.1.3 ）。此后，较具代表性有： 44 层、高 144m 的上海希尔顿饭店 60 层、高 208m 的北京京广中心 81 层、高 325m 的深圳地王大厦（图 9.1.4 ） 88 层、高 420.5m 的金茂大厦 1998 年底，我国颁布 《 高层民用建筑钢结构技术规程 》 （ JGJ99—98 ）。 图 9.1.3 图 9.1.4 图 9.1.5 钢结构住宅 高层钢结构建筑的 特点 主要表现在： (1) 自重轻 (2) 抗震性能好 (3) 有效使用面积高 (4) 建造速度快 (5) 防火性能差 9.1.2 高层建筑钢结构的结构体系 常用的高层建筑钢结构的 结构体系 主要有： 框架结构体系 框架 — 剪力墙结构体系 框架 — 支撑结构体系 框架 — 核心筒结构体系及筒体体系 (1) 框架结构体系 纯框架结构一般适用于层数 30 的高层钢结构，如图 9.1.5 。 框架结构的平面布置灵活，可为建筑提供较大的室内空间，且结构各部分刚度比较均匀。框架结构有较大延性，自震周期较长，因而对地震作用不敏感，抗震性能好。但框架结构的侧向刚度小，由于侧向位移大，易引起非结构构件的破坏。 图 9.1.5 (2) 框架 — 剪力墙结构体系 在框架结构中布置一定数量的剪力墙可以组成框架 — 剪力墙结构体系，如图 9.1.6 。 这种结构以剪力墙作为抗侧力结构，既具有框架结构平面布置灵活、使用方便的特点，又有较大的刚度，可用于 40 ～ 60 层的高层钢结构。 剪力墙按其材料和结构的形式可分为钢筋混凝土剪力墙、钢筋混凝土带缝剪力墙和钢板剪力墙等。 图 9.1.6 (3) 框架 — 支撑结构体系 框架 — 支撑结构体系由沿竖向或横向布置的支撑桁架结构和框架构成，是高层建筑钢结构中应用最多的一种结构体系，一般适用于 40 ～ 60 层的高层建筑。 它的特点是框架与支撑系统协同工作，竖向支撑桁架起剪力墙的作用，承担大部分水平剪力。在罕遇地震中，若支撑系统破坏，尚可内力重分布由框架承担水平力，即所谓两道抗震设防。 支撑应沿房屋的两个方向布置，狭长形截面的建筑也可布置在短边。设计时可根据建筑物高度及水平力作用情况调整支撑的数量、刚度及形式。 支撑一般沿同一竖向柱距内连续布置，见图 9.1.7(a) 。这种布置方式层间刚度变化较均匀，适合地震区；当不考虑抗震时，若立面布置需要，亦可交错布置，图 9.1.7(b) ；在高度较大的建筑中，若支撑桁架的高宽比太大，为增加支撑桁架的宽度，亦可布置在几个跨间，图 9.1.7(c) 。 图 9.1.7 (a) (b) (c) (4) 框架 — 核心筒结构体系 若将框架 — 剪力墙结构体系中的剪力墙结构设置于内筒的四周形成封闭的核心筒体，而外围钢框架柱柱网较密，就形成了框架 — 核心筒体系，见图 9.1.8 。 这种结构形式近年来被大量采用，中心筒既可采用钢结构亦可采用钢筋混凝土结构，核心筒体承担全部或大部分水平力及扭转力。楼面多采用钢梁、压型钢板与现浇混凝土组成的组合结构，与内外筒均有较好的连接，水平荷载将通过刚性楼面传递到核心筒。 图 9.1.8 (5) 筒体结构体系 筒体结构是超高层建筑中受力性能较好的结构体系，适用于 90 层左右的高层钢结构建筑。筒体结构由内外两个筒体多个筒体结构组合而成，前者称筒中筒体系，见图 9.1.9(a) ，后者称束筒体系，见图 9.1.9(b) 。各个筒体共同抵抗水平力，具有很好的空间整体作用。 图 9.1.9 第 9.2 节 高层钢结构的计算特点 1. 结构荷载 2. 结构设计 1. 掌握高层钢结构的荷载及抗震设计 2. 了解高层钢结构的设计 本节目录 基本要求 9.2.1 结构荷载 高层钢结构多为超高层建筑， 水平荷载较大 是其设计的特点。水平荷载包括风荷载和地震荷载。 9.2.1.2 竖向荷载 竖向荷载主要是永久荷载 ( 结构自重 ) 和活荷载。 这里，楼面和屋面活荷载以及雪荷载的标准值及其准永久性系数等，应按 《 建筑结构荷载规范 》 的有关条文取值。 对某些未作具体规定的屋面或楼面活荷载如直升飞机平台荷载等，应根据 《 高层建筑钢结构技术规程 》 以及其他有关规定采用。 高层建筑中，活荷载值与永久荷载值相比不大，因而计算时，一般对楼面和屋面活荷载可不作最不利布置工况的选择，即 按各跨满载简化计算 。但当活荷载较大时，需将简化算得的框架梁的 跨中弯矩 计算值乘以 1.1 ～ 1.2 的系数； 梁端弯矩值 乘以 1.05 ～ 1.1 的系数予以提高。 当施工中采用附墙塔、爬塔等对结构有影响的起重机械或其他设备时，在结构设计中应进行施工阶段验算。 9.2.1.2 风荷载 作用在高层建筑任意高度处的风荷载标准值 ，应按下式计算： 式中 — 任意高度处的风荷载标准值 (kN/m 2 ) ； — 高层建筑基本风压 (kN/m 2 ) ； — 风压高度变化系数； — 风荷载体型系数； — 顺风向 高度处的风振系数。 以上参数的取值，可按照 《 建筑结构荷载规范 》 或 《 高层建筑钢结构技术规程 》 的有关规定取用。 9.2.1.3 地震作用 (1) 一般计算原则 采用 两阶段设计法 ： 第一阶段按 多遇 地震计算，第二阶段按 罕遇 地震计算 注意： 当高层建筑 主体结构顶部 有突出的小体型建筑 ( 如电梯机房等 ) 时，应计入“鞭梢效应”。一般可根据小体型建筑作为独立体时的自振周期 与主体建筑的基本周期 的比例，分别按下列规定处理： （ 1 ）当 时，可假定主体建筑为等截面沿高度延伸至小体型建筑的顶部，以此计算风振系数。 （ 2 ）当 时，其风振系数按风振理论进行计算。 第一阶段应考虑下列原则： ①通常情况下，应在结构的两个主轴方向分别计入水平地震作用，各方向的水平地震作用应全部由该方向的抗侧力构件承担； ②当有斜交抗侧力构件时，应分别计入各抗侧力构件方向的水平地震作用， ③质量和刚度明显不均匀、不对称的结构，应计入水平地震作用的扭转效应； ④按 9 度抗震设防的高层建筑钢结构，或者按 8 度和 9 度抗震设防的大跨度和长悬臂构件，应计入竖向地震作用。 (2) 高层建筑钢结构的设计反应谱 高层建筑钢结构的设计反应谱，取阻尼比为 0.02 ，地震影响系数 α 曲线如图 9.2.1 所示。 图 9.2.1 高层建筑钢结构的地震影响系数 α- 地震影响系数 ;α max - 地震影响系数最大值； T- 结构自振周期； T g – 场地特征周期抗震设计水平地震影响系数最大值 α 1.35α max α max 0.45α max 0.2α max 0.01 T g 2T g 3.0 6.0 T(s) ξ α （ T ） α= T α max T g （ ） ？ 值应根据近震、远震、场地类别及结构自振周期计算， 及特征用期 按表 9.1 和表 9.2 的规定采用。 0.65 0.40 0.30 0.20 近震 场地类别 0.85 0.55 0.40 0.25 远震 4 3 2 1 特征周期 表 9-2 0.32 0.16 0.08 0.04 9 8 7 6 烈度 抗震设计水平地震影响系数最大值 表 9-1 max a 系数 按下列公式确定： 当 时， 当 时， 当 时， 值不小于 当主要抗侧力构件为钢筋混凝土结构时，地震影响系数应按 《 建筑抗震设计规范 》 的有关规定采用。 (3) 水平地震作用计算 高层建筑钢结构的 地震作用计算方法 有： ■ 底部剪力法 ■ 振型分解反应谱法 ■ 时程分析法 高层建筑钢结构应根据不同情况，分别采用不同的地震作用计算方法。 底部剪力法 底部剪力法适用于高度不大于 60m 且平面和竖向较规则的高层建筑。底部剪力法根据建筑物的总重力荷载计算结构底部的总剪力，然后按一定的比例分配到各楼层。得到各楼层的水平地震作用后，即可按静力方法计算结构的内力。 采用底部剪力法计算水平地震作用时，各楼层可仅按一个自由度计算，见图 9.2.3 。 与结构的总水平地震作用等效的底部剪力标准值按照下式计算： 底部剪力法计算简图 F i F n △F 0 图 9.2.3 G n G i F Ek H i H 在质量沿高度分布基本均匀、刚度沿高度分布基 本均匀或向上均匀减小的结构中，各层水平地震作用 标准值按下式比例分配： 顶部附加水平地震作用标准值为： —— 相应于结构基本自振周期 ( 按 s 计 ) 的水平地震影响系数； —— 结构的等效总重力荷载 , 取总重力荷 载代表值的 80 ％； —— 分别为第 i 、 j 层重力荷载代表值； H i 、 H j —— 分别为第 i 、 j 层楼盖距底部固定端 的高度； F i —— 第 i 层的水平地震作用标准值； 式中： —— 顶部附加地震作用系数； —— 顶部附加水平地震作用； —— 结构的基本自振周期； 结构的基本自振周期，可按下列经验公式估算： 或者，对于重量及刚度分布比较均匀的结构，可用下式近似计算： —— 结构顶层假想侧移（ m) ，即假想将结构各层的重力荷载作为楼层的集中水平力，按弹性静力方法计算得到的顶层侧移值。 —— 计算周期修正系数，可取 。 采用底部剪力法时，突出屋面小塔楼的地震作用效应宜乘以增大系数 3 。增大影响宜向下考虑 1 ～ 2 层，但不再往下传递。 振型分解反应谱法 不符合底部剪力法适用条件的其他高层钢结构，宜采用振型分解反应谱法。 对体型比较规则、简单，可不计扭转影响的结构，振型分解反应谱法仅考虑平移作用下的地震效应组合，沿主轴方向，结构第 j 振型第 i 质点的水平地震作用标准值，按下列公式计算： 式中： —— 相应于 j 振型计算周期 的地震影响系数； ——j 振型的参与系数； ——j 振型 Z 质点的水平相对位移。 根据各振型的水平地震作用标准值 F ji ，即可按下式计算水平地震作用效应 ( 弯矩、剪力、轴力和变形 ): 在复杂体型或不能按平面结构假定进行计算时，应按空间协同工作或空间结构计算空间振型。 — 水平地震作用效应； —j 振型水平地震作用产生的效应，可只取前 2 ～ 3 个振型。当基本自振周期＞ 1.5s 时或房 屋高宽比＞ 5 时，振型个数可适当增加。 式中 时程分析法 竖向特别不规则的建筑及高度较大的建筑，宜采用时程分析法进行补充验算。 采用时程分析法计算结构的地震反应时，应输入典型的地震波进行计算。场地特征的地震加速度波不能少于 4 条，其中宜包括一条本地区历史上发生地震时的实测记录波。地震波的持续时间不宜过短，宜取 10 ～ 20s 或更长。 9.2.2 结构设计 9.2.2.1 一般原则 (1) 内力与位移一般采用弹性方法计算。对罕遇地震作用，采用弹塑性方法进行分析。 (2) 一般可假定楼面在自身平面内为绝对刚性。对于整体性较差、或楼面有大开孔、有较长外伸段或相邻层刚度有突变的面，宜采用楼板平面内的实际刚度（或者，按刚性楼面计算，但对所得结果进行调整） (3) 进行弹性分析时，宜考虑现浇钢筋混凝土楼板与钢梁的共同工作。当进行弹塑性分析时，由于楼板可能严重开裂，因此，不宜考虑楼板与钢梁的共同工作。 在进行框架弹性分析时，压型钢板组合楼盖中梁的惯性矩可取为：当两侧有楼板时，取 1.5 ；当仅一侧有楼板时，取 1.2 。 为钢梁的惯性矩。 (4) 当结构布置规则、质量及刚度沿高度分布均匀、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、无法划分成平面抗例力单元或为简体结构时，应采用空间结构计算模型。 (5) 在计算结构的内力和位移时 , 一般不考虑梁的轴向变形，但应考虑梁、柱的剪切变形。当梁同时作为腰桁架或帽桁架的弦杆时，应计人轴力的影响。 (6) 钢框架 — 剪力墙体系中 , 现浇竖向连续钢筋混凝土剪力墙的计算应计入墙的弯曲变形、剪切变形和轴向变形。 当钢筋混凝土剪力墙具有比较规则的开孔时，可按带刚域的框架计算；当具有复杂开孔时，宜采用平面有限元法计算。 (7) 柱间支撑两端应为刚性连接，但可按两端铰接连接计算。若采用偏心支撑，由于耗能梁段在大震时将首先屈服，计算时应取为单独单元。 9.2.2.2 内力与位移计算 高层建筑钢结构功能复杂、体型多样、受力复杂且杆件数量众多。因此，在进行结构的静、动力分析时，一般都应借助电子计算机来完成。 若是在初设阶段进行截面的预估，也可参考有关资料和手册采用一些近似计算方法，如 分层法 、 D 值法、空间协同工作分析、等效角柱法、等效截面法 以及 展开平面框架法 等。 当进行高层钢结构的内力与位移分析时，尚应注意以下几个问题； (1) 高层建筑钢结构的梁、柱杆件一般采用 H 形和箱形，梁柱连接节点城的 剪切变形 对内力的影响较小，计算时可以 不考虑 。 但是，此剪切变形对结构水平位移的影响较大，一般可达 10 ％～ 20 ％。因此，分析时应计入梁柱节点域剪切变形对高层建筑钢结构位移的影响。由于用精确方法计算比较困难，在工程设计中，可采用近似方法考虑其影响。即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对于箱形截面柱框架，可将梁柱节点域当作刚域，刚域的尺寸取节点域尺寸的一半。 ② 对工字形截面柱框架，可先按结构轴线尺寸进行分析，然后进行修正。 (2) 高层建筑钢结构的 P-△ 效应较强，一般应验算结构的整体稳定性。但根据理论分折和实例计算，若将结构的层间位移限制在一定范围内，就能控制二阶效应对结构极限承载能力的影响。故 《 钢结构设计规范 》 规定，框架结构可采用一阶弹性分析，当满足下面的规定时，宜采用二阶弹性分析。 —— 所计算楼层各柱轴心压力设计值之和； —— 产生层间侧移的所计算楼层及以上各层的水平力之和； Δu—— 按一阶弹性分析求得的所计算楼层的层间侧移。 当用来确定是否采用二阶分析时，可近似取层间相对 位移的容许值 [Δu] （等于 h/400 ）代替； h—— 所计算楼层的高度。 式中： 为了考虑结构或构件的各种初始缺陷对内力的影响，此时应该在每层柱顶附加考虑由下式计算的假想水平力 ： 式中 —— 第 i 楼层的总重力荷载设计值； —— 框架总层数； —— 钢材强度影响系数，对 Q235 、 Q345 、 Q390 和 Q420 分别采用 1.0 、 1.1 、 1.2 和 1.25 。 框架柱采用二阶弹性分析方法设计时，计算长度系数取为 1.0 。 对无支撑纯框架，采用二阶弹性分析时 , 各杆件杆端弯矩用下式近似计算： 式中 —— 假定框架无侧移时按一阶弹性分析求得的 各杆杆端弯矩； —— 框架各节点侧移时按一阶弹性分析求得的各杆 杆端弯矩； —— 考虑二阶效应第 i 层杆件的侧移弯矩增大系数 + = 高层建筑钢结构构件承载力应满足下式的要求： 非抗震设计时： 抗震设计时： — 结构构件承载力的抗震调整系数。按照下表采用。 9.2.2.3 承载力验算 1.0 0.90 0.90 0.90 0.85 0.80 节点焊缝 节点螺栓 节点 支撑 柱 梁 构件名称 表 9-3 9.2.2.4 位移限制 (1) 不考虑地震作用时 ，结构在风荷载作用下，顶点质心位置的侧移不宜超过建筑高度的 1/500 ，质心层间侧移不宜超过楼层高度的 1/400 。 对于以钢筋混凝土结构为主要抗侧力构件的高层钢结构的位移，应符合现行国家标准 《 高层建筑混凝土结构技术规程 》 的有关规定，但在保证主体结构不开裂和装修材料不出现较大破坏的情况下，可适当放宽。 结构平面端部构件最大侧移不得超过质心侧移的 1.2 倍。 (2) 第一阶段抗震设计时 ，其层间侧移标准值不得超过结构层高的 1/250 。对于以钢筋混凝土结构为主要抗侧 力构件的结构，其侧移值应符合 《 高层建筑混凝土结构技术规程 》 的规定。结构平面端部构件最大侧移不得超过质心侧移的 1.3 倍。 (3) 第二阶段抗震设计时 ，其结构层间侧移不得超过层高的 1/70 ，结构层间侧移延性比不得大于下表的规定。 2.0 有混凝土剪力墙的钢框架 2.5 中心支撑框架 3.0 偏心支撑框架 3.5 钢框架 层间侧移延性比 结构类别 表 9-4 第 9.3 节 压型钢板组合楼（屋）盖结构 1. 组合楼板的设计要求 2. 组合梁的设计要求 1. 了解压型钢板组合楼板的验算方法 2. 了解组合梁的设计要求 本节目录 基本要求 9.3.1 组合楼板的设计要求 使用压型钢板组合楼板，有利于各种复杂管线系统的铺设，在施工过程中，无传统模板支模拆模的繁琐作业。 组合楼盖常用的压型钢板一般由厚 0.8 ～ 1.0mm 的热镀锌薄板成型，长度为 8 ～ 12m 。各块压型钢板之间应用紧固件将其连成整体。安装时，压型钢板表面的油污应清除，避免长期显露而生锈。 对处于较严重腐蚀环境下的建筑，不宜采用压型钢板组合楼盖体系。 设计时，压型钢板可以有三种形式： ①压型钢板只作为永久性模板使用； ②压型钢板既是模板又作为底面受拉配筋，即组合楼板； ③压型钢板承受全部静荷载和活荷载。 其中①、②两种是目前采用最多的。 当仅作为永久性模板使用时，压型钢板承受施工荷载和混凝土的重量。混凝土达到设计强度后，单向密肋钢筋混凝土板即承受全部荷载。这种形式的楼板在使用阶段属于非组合板，可按一般钢筋混凝土楼板进行设计。 对同时兼作模板和受拉配筋的压型钢板组合楼板的设计，应分施工阶段和使用阶段进行验算。 施工阶段压型钢板作为浇注混凝土的模板，应按弹性设计方法验算压型钢板的强度和刚度。若不满足要求，应考虑设置临时支撑。 （ 1 ）抗弯强度验算 9.3.1.1 施工阶段压型钢板的验算 B b c 2 1 图 9.3.1 — 单元宽度 B 范围内，由混凝土和钢板自重以及 施工荷载作用引起的弯矩设计值； — 分别为压型钢板在单元宽度 B 范围内对 1 点和 2 点的截面模量；当压型钢板受压部分的宽度 b c 超过有效宽度 b e (b e ＝ 50t,t 为压型钢板的厚度 ) 时，受压部分取有效宽度 b e 计算截面模量。 式中 — 压型钢板的抗弯强度设计值。 对 Q215 钢， ＝ 190N ／ mm 2 ；对 Q235 钢， ＝ 205N ／ mm 2 。 （ 2 ）刚度验算 压型钢板在施工阶段 荷载标准值 作用下的挠度不得超过 l ／ 180(l 为板的跨度 ) 和 20mm ，取其中 较小值 。 若压型钢板在自重与湿混凝土荷载下的跨中挠度 w 按正常使用状态计算大于 20mm 时，因压型钢板变形的“坑凹”效应将增加混凝土的厚度，故在单位板宽内应考虑沿全跨增加 0.7w 厚度的混段土重量进行计算，或增设临时支撑。 9.3.1.1 使用阶段压型钢板的验算 在使用阶段，压型钢板与混凝土面层结合为整体形成组台板，应验算组合板在全部荷载作用下的强度和刚度。 (1) 组合楼板的强度计算 抗弯强度计算 组合板承受正弯矩作用时，一般采用塑性设计法。但考虑到压型钢板没有混凝土保护层，同时，中和轴附近材料强度的发挥也不够充分，因而压型钢板和混凝土的强度设计值均应乘以折减系数 0.8 。 a. 当 时，塑性中和轴位于组合板的混凝土内，如下图，组合板的横截面抗弯能力按下式计算： B h c h 0 x f c f c Bx A p f y p 图 9.3.2 — 组合板全部荷载产生的弯矩设计值； — 组合板有效高度； — 组合板受压区高度， 当 时，取 — 压型钢板截面应力合力至棍凝土受压区都 面应力合力的距离； — 压型钢板顶面以上混凝土计算厚度； — 压型钢板的单元宽度 ( 波距 ) ； — 压型钢板单元宽度内的截面面积 式中 — 压型钢板材料的抗拉强度设计值； — 混凝土抗压强度设计值。 b. 当 时，塑性中和轴位于组合板的混凝土内，如下图，组合板的抗弯承载力按下式计算： B h c h 0 x f c f c Bh 0 （ A p -A p2 ） f A p2 f y p1 y p2 图 9.3.3 —— 塑性中和轴以上的压型钢板单元宽度内截面面 积； —— 分别为压型钢板受拉区截面拉应力合力至受压 区混凝土板截面和压型钢板截面压应力合力的 距离。 式中 组合板斜截面抗剪承载力应符合下式要求 : —— 组合扳一个波距内斜截面最大剪力设计 值； —— 混凝土轴心抗拉强度设计值。 式中 斜截面抗剪强度计算 抗冲切强度计算 在集中荷载作用下，需验算组合板的抗冲切强度。组合板的抗冲切力 V 1 应符合下式要求 : —— 临界周界长度，如图所示。 式中 h c h 0 A-A A h 0 h 0 h c h c A 临界周边 加荷面积 图 9.3.4 ◆ 组合板负弯矩区的 最大裂缝宽度 ，可按 《 混凝土结构设计规范 》GB50010 的规定计算。 (2) 组合楼板的刚度及裂缝宽度验算 ◆ 组合板的 挠度 可用换算截面刚度按结构力学公式计算，此时，单元宽度内的截面惯性矩可近似地取 。组合板应分别按荷载短期效应组合和荷载长期效应组合计算挠度，其挠度值不应超过计算跨度的 1/360 。 9.3.2 组合梁的设计要求 9.3.2.1 组合梁的组成及其工作原理 压型钢板组合梁通常由三部分组成，即：钢筋混凝土翼板、抗剪连接件和钢梁。其原理见下图。 M c M s σ c σ s 弹性阶段的应力图 (c) M σ c σ s 弹性阶段的应力图 (d) M c M s M c M s 相对滑移 ε s ε c (a) M c M ε s ε c (b) 图 9.3.5 9.3.2.2 组合梁截面的基本假定及混凝土翼板的有效宽度 (1) 组合梁截面的基本假定 ◆ 平截面假定； ◆ 钢梁与混凝土翼板之间没有相对位移； ◆ 钢材与混凝土均为理想的弹塑性体。受拉混凝上不参加工作，而混凝土受压区假定为均匀受压，并达到抗压强度设计值 ，钢梁均匀受力并达到钢材的强度设计值 ； ◆ 忽略钢筋混凝土翼板受压区中钢筋的作用； ◆ 假定剪力全部由钢梁承受，同时，不考虑剪力对组合梁抗弯承载力的影响。 (2) 混凝土翼板的有效宽度 有效宽度 应按下式计算，并取最小值： b ce b c1 b 0 b c2 s 1 s 0 l h f 图 9.3.6 9.3.2.3 组合梁的截面设计 组合梁的截面高度一般为跨度的 1/15 ～ 1/16 ，为使钢梁的抗剪强度与组合梁的抗弯强度相协调，钢梁截面高度不宜小于组合梁截面总高度 h 的 1/2.5 。 组合梁的挠度按弹性分析法计算。将受压区混凝土翼板的有效宽度 b ce 折算为与钢材等效的换算宽度 b eq ，成为“换算截面”。 对荷载的标准组合： 对荷载的准永久组合： b ce b eq 图 9.3.7 组合梁的计算一般分为两个阶段，即施工阶段和使用阶段。施工阶段，若钢梁下未设临时支撑，则钢梁承受自重和浇灌混凝上翼板时的混凝重量以及施工活荷载，可按梁一章的规定计算；使用阶段，组合梁作为一个整体承受使用期间的荷载。 (1) 组合梁在正弯矩作用下的抗弯强度计算 在弯矩作用下，组合梁的塑性中和轴可能位于钢筋混凝土翼板内也可能位于钢梁截面内，计算时应分这两种情况考虑。 ① 塑性中和轴位于混凝土受压翼板内（ 时） 梁的抗弯承载力按下式计算： —— 组合梁全部荷载产生的正弯矩设计值； —— 组合梁截面塑性中和轴至混凝土翼板顶面的距离； —— 钢梁截面面积； —— 钢梁截面应力合力至混凝土受压区截面应力合力 的距离； —— 钢梁的强度设计值； —— 混凝土抗压强度设计值。 式中 h 0 x b ce xf c Af y 图 9.3.8 ② 塑性中和轴位于钢梁截面内（ 时） 梁的抗弯强度按下式计算： —— 钢梁受压区截面面积； —— 钢梁受拉区截面应力合力至混凝土翼板截面应力合力的距离； —— 钢梁受拉区截面应力合力至钢梁受压区截面应力合力的距离； A c A b ce h c f c (A-A c )f y y 1 A c f 图 9.3.9 (2) 组合梁在负弯矩作用下的抗弯强度计算 此时，组合梁受拉区位于翼缘一侧，梁的抗弯承载力应满足下式要求： h e A s f s f A s 钢梁塑性中和轴 组合梁塑性中和轴 y 4 y 3 f 图 9.3.10 —— 组合梁的负弯矩设计值； —— 钢梁截面的全塑性弯矩； —— 钢梁截面塑性中和轴 ( 平分钢梁截面积 ) 以上和以 下截面对中和轴的面积矩； —— 混凝土翼板有效宽度范围内纵向钢筋截面积； —— 纵向钢筋截面形心至组合梁塑性中和轴距离； —— 组合梁塑性中和轴至钢梁塑性中和轴距离。当组 合梁塑性中和轴在钢梁腹板内时 , 取 当塑性中和轴在钢梁翼缘内时，可取 等于钢梁 塑性中和轴至腹板上边缘的距离； —— 钢筋抗拉强度设计值。 式中： (3) 组合梁的抗剪强度计算 组合梁截面的剪力假定全部由钢梁腹板承受并沿腹板均匀分布，即抗剪承载能力应按下式计算： —— 钢梁腹板的高度和厚度； —— 钢材的抗剪强度设计值。 式中 9.3.2.4 组合梁连接件的设计 组合梁的连接件主要传逐钢筋混凝土翼板与钢梁间的纵向水平剪力 , 并承受竖向掀拉力。连接件可以采用圆柱头栓钉、槽钢或弯起钢筋。如下图所示。 (1) 一个圆柱头栓钉连接件的抗剪承载力设计值可按下式计算： — 栓钉材料抗拉强度最小值与屈服强度之比；栓钉材料性能等级通常为 4.6 级，则 (b) (a) (c) 图 9.3.11 (2) 一个槽钢连接件的抗剪承载力设计值可按下式计算： (3) 一个弯起钢筋连接件的抗剪承载力设计值可按下式计算 —— 槽钢翼缘的平均厚度 ; —— 槽钢腹板的厚度； —— 槽钢的长度。 式中 —— 弯筋的截面面积； —— 弯筋的抗拉强度设计值。 式中 第 9.4 节 构件及连接的特点 1. 梁的设计 2. 柱的设计 3. 抗侧力结构的设计 4. 连接节点的设计 1. 了解梁、柱及抗侧力构件的抗震设计 2. 了解连接节点的抗震设计 本节目录 基本要求 9.4.1 梁的设计 当按抗震设计时，除满足梁一章的要求外，尚应满足以下各方面的要求。 (1) 梁的抗弯强度 框架梁在罕遇地震下允许出现塑性铰，在多遇地震下应保证不破坏和不需修理，即 抗震设计时不允许考虑截面应力的塑性发展 ，梁的抗弯强度按下式计算： —— 考虑地震作用效应时梁对 x 轴的弯矩设计值； —— 梁对 x 轴的净截面模量； —— 钢材的强度设计值； —— 钢梁承载力的抗震调整系数。 式中 (2) 梁的整体稳定 框架梁的整体稳定性通常通过梁上的刚性铺板或支撑体系加以保证。当梁符合梁一章规定的受压翼缘自由长度与其宽度之比的限值时，可不计算整体稳定性。但 7 度以上设防的高层钢结构，对罕遇地震下可能出现塑性铰的部位，如梁端、集中荷载作用点，应有侧向支撑点。由于地震力方向变化，塑性铰弯矩的方向也变化，故应在梁上下翼缘均设支撑。这些支撑和相邻支撑点间的距离，应符合 《 钢结构设计规范 》 中塑性设计时的长细比要求。 (3) 梁的局部稳定 框架梁翼缘和腹板的局部稳定在一般情况下应符合梁一章的规定。但处于地震设防烈度≥ 7 度地区的高层建筑， 对抗侧力框架的梁中可能出现塑性铰的区段，其组成板件的宽厚比应符合 《 钢结构设计规范 》 中塑性设计时的规定限值。 框架梁板件宽厚比限值 36 30 箱形梁翼缘在两腹板之间的部分 b 0 /t 85-120N/Af 72-100N/Af 工字形梁和箱形梁腹板 h 0 /t w 11 9 工字形梁和箱形梁翼缘悬伸部分 b/t 6 度和非抗震设防 7 度及 7 度以上 板件 注 :1. 表中， N 梁的轴向力， A 为梁的截面面积， f 梁的钢材强度设计值； 2. 表列值适用于 f y =235N/㎜ 2 的 Q235 钢，当钢材为其他牌号时，应 乘以 表 9-5 9.4.2 柱的设计 框架柱截面可以采用 H 形、箱形、十字形及圆形等。 高层建筑框架柱的主要特点是组成板件的厚度可能超过 40mm ，有时甚至超过 100mm 。这时 , 注意按照轴心受压构件一章中板厚大于 40mm 的表格分类。 当框架柱按非抗震设计时，应遵守轴心受力构件一章和拉弯压弯构件一章的规定；当按抗震设计时，尚应满足以下各条的要求。 (1) 为实现“ 强柱弱梁 ”，使塑性铰出现在梁端而不是柱端，在框架的任一节点处 , 柱截面的塑性抵抗矩和梁截面的塑性抵抗矩宜满足下式的要求： —— 分别为计算平面内交汇于节点的柱和梁 的截面塑性模量； —— 分别为柱和梁钢材的屈服强度； —— 按多遇地震作用组合得出的柱轴力； —— 框架柱的截面面积； —— 超过 6 层的钢框架， 6 度 Ⅳ 类场地和 7 度 时可取 1.0 ； 8 度 1.05 ； 9 度 1.15 。 式中 在罕遇地震作用下不可能出现塑性铰的部分，框架柱可按下式计算： —— 柱钢材的抗压强度设计值； —— 柱的承载力抗震调整系数。 式中 (2) 按≥ 7 度抗震设防的框架柱，其板件的宽厚比限值应满足下表的要求。 (3) 高层建筑中框架柱的长细比，当按≥ 7 度设防时，不宜大于 ；按 6 度抗震设防和非抗震设防的结构，柱的长细比不应大于 。 33 37 箱形柱壁板 43 43 工字形柱腹板 10 11 工字形柱翼缘悬伸部分 8 度或 9 度 7 度 板件 注：表列值适用于 f y =235N/㎜ 2 的 Q235 钢，其他牌号应乘以 表 9-6 9.4.3 抗侧力结构的设计 高层建筑的抗侧力结构包括各种竖向支撑体系、钢筋混凝土剪力墙以及钢板剪力墙等。钢筋混凝土剪力墙的设计应参照 《 高层建筑混凝土结构技术规程 》 的规定。 竖向垂直支撑，分为中心支撑和偏心支撑。 9.4.3.1 中心支撑的设计特点 中心支撑的形式可以采用十字交叉型、单斜杆、人字型斜杆或 V 型斜杆体系。 K 形支撑体系 在地震作用下可能因受压斜杆失稳或受拉斜杆屈服而引起较大的侧向变形，故 不应在抗震设计中采用 。 （ 1 ）内力计算特点 在初步设计阶段，可采用近似计算方法。此时，应注意： ◆ 垂直支撑主要承受水平荷载引起的剪力。但由于高层建筑在水平荷载下变形较大，在自重和水平力下，还承受水平位移和重力荷载产生的附加弯曲效应。 图 9.4.1 ◆ 框架柱在重力荷载作用下的弹性压缩变形将十字交叉支撑、人字撑和 V 形支撑的斜杆中引起的斜杆中引起附加压应力，故在计算此类形式的支撑截面时，应计入附加应力的影响。 ◆ 人字形支撑的受压斜杆若受压屈曲，将导致框架横梁产生较大变形。在进行多遇地震作用下的设计时，对人字形支撑和 V 形支撑斜杆的内力应乘以增大系数 1.5 。十字交叉支撑和单斜杆支撑应乘以 1.3 ，以提高斜撑的承载力。 （ 2 ）截面设计及构造要求 支撑斜杆可设计为只能承受拉力，也可设计为既能受拉也能受压。当按非抗震设计时，杆件截面的设计可参考轴心受力构件的设计方法。但在多遇地震作用下，支撑斜杆的截面还应满足下列要求。 ①整体稳定承载力 ② 刚度 　　地震作用下支撑体系的滞回性能，主要取决于其受压行为。支撑长细比较大者，滞回圈较小，吸收能量的能力也较弱。因而对抗震设防建筑中支撑杆件的长细比，限制应更严。需要满足下列要求： 当按 6 、 7 度设防时， 当按 8 度设防时， 当按 9 度设防时， ③ 局部稳定 板件若丧失局部稳定将影响支撑斜杆的承载能力和消能能力，因而对 7 度以上抗震设防的支撑斜杆，其板件宽厚比应满足以下要求： 一边简支一边自由时，不得大于 ；两边简支时，不得大于 。 9.4.3.2 偏心支撑的设计特点 偏心支撑为使支撑斜杆的轴线偏离梁和柱轴线的交点，水平荷载较小时具有足够的刚度，而超载时又具有良好的延性。常用偏心支撑构造形式：门架式、单斜杆式、人字形及 V 字形。 耗能梁段宜设计成剪切屈服型。 剪切屈服型 弯曲屈服型 a (a) a (b) a a (c) a (d) a 图 9.4.2 偏心支撑结构的设计主要进行耗能梁段的强度计算和支撑斜杆的承载力设计。应满足下列要求： （ 1 ）腹板的设计剪力不超过受剪承载力的 80 ％，即 （ 2 ）耗能梁段的翼缘强度应满足 时 时 耗能梁段的腹板不得加焊贴板提高强度，也不允许开洞。翼缘和腹板的宽厚比应满足： 为保证耗能梁段屈服时支撑斜杆不发生屈曲，要求支撑杆件满足下式要求： 取以下两式的较小者。 为跨间梁在最不利组合下的支撑轴力。 为体现“强柱弱梁”的设计原则，偏心支撑框架柱的内力设计值需要适当提高，按照下式的较小者采用： 9.4.4 连接节点的设计 9.4.4.1 节点设计的一般要求 当按抗震设计时，按照“强节点弱构件”的原则，节点连接的承载力要高于构件本身的承载力，即 —— 仅由翼缘连接 ( 焊缝或螺栓 ) 承担的最大受弯 承载力； 式中 —— 梁的全塑性受弯承载力； —— 由腹板连接 ( 焊缝或螺拴 ) 承担的最大受剪承 载力。若为栓焊混合连接，腹板高强度螺拴 的抗剪强度应考虑焊接热影响使预拉力损失 而乘以 0.9 的折减系数； 9.4.4.2 节点的连接 多、高层钢结构的节点连接可采用焊接、高强度螺栓连接，也可以采用焊接与高强度螺拴的混合连接。 (1) 焊接连接 焊接连接的传力最充分，有足够的延性，但焊接连接存在较大的残余应力，对节点的抗震设计不利。焊接连接可采用全熔透或部分熔透焊缝。但对要求与母材等强的连接和框架节点塑性区段的焊接连接，必须采用全熔透的焊接连接。 焊接连接节点的计算可参照第 3 章。 (2) 高强度螺栓连接 高层钢结构承重构件的高强度螺接连接应采用摩擦型，其设计可参照第 3 章。 对于抗震设计的结构，在罕遇地震作用下，考虑高强度螺栓连接间的摩擦力已被克服，此时连接的抗剪承载力取决于螺拴的抗剪能力，故高强度螺栓的最大抗剪承载力应按下式计算： —— 一个高强度螺栓的最大抗剪承载力； —— 连接的剪切面数目； 式中 —— 螺拴螺纹处的净截面面积； —— 螺栓钢材的极限抗拉强度最小值。 (3) 栓 — 焊混合连接 栓 — 焊混合连接在高层钢结构中应用最普通，一般受力较大的翼缘部分采用焊接，腹板采用高强度螺栓。这种连接可以兼顾两者的优点，在施工上也具有优越性。由于施工时一般先用螺栓定位然后对翼缘施焊，翼缘焊接时会对螺柱预拉力有一定降低，因而腹板连接的高强度螺栓数目应留有富裕。 9.4.4.3 梁与柱的连接 多、高层钢结构中梁与柱的连接一般采用刚性连接 , 其构造形式有柱贯通式和梁贯通式两种 , 一般采用柱贯通式。 框架梁与柱刚性连接时，应在梁翼缘的对应位置设置柱的水平加劲肋。对 抗震设防 的结构，水平加劲助应与梁翼缘等厚。对 非抗震设防 的结构，水平加劲肋应能传递梁翼缘的集中力，其厚度不得小于梁翼缘厚度的 1/2, 并应符合板件宽厚比限值。布置形式如图 9.4.3 。 ≥150 (a) ≤1:3 (b) ≥150 (c) 图 9.4.3 梁与柱的连接设计除须验算节点处在弯矩和剪力作用下的承载力外，尚需进行节点域的抗剪强度计算。 (1) 节点连接的最大承载力 当梁翼缘的抗弯承载力大于梁整个截面全塑性抗弯承载力的 70 ％时 , 可以采用第 3 章的简化设计法计算，即考虑梁翼缘的连接 ( 焊缝或螺栓 ) 承受梁端全部弯矩，梁腹板的连接 ( 焊缝或螺栓 ) 承受梁端全部剪力。 否则，梁端弯矩应按梁翼缘和腹板的刚度比进行分配。 (2) 梁柱节点域的计算 由上下水平加劲肋和柱翼缘所包围的柱腹板简称为节点域。在周边弯矩和剪力的作用下， H 形截面柱节点域的剪应力为： 或 V b2 M b2 V b1 M b1 V c2 M c2 N c2 V c1 M c1 N c1 h c h b 图 9.4.4 由于两式等效 , 为简化计，取第一式并略去其中的第二项 ( 略去第二项虽使所得剪应力偏高，但考虑边缘构件的存在，节点域的抗剪强度有较大提高 ) ，则节点域的抗剪强度按下式计算： —— 节点域两侧梁端弯矩设计值； —— 节点域两侧柱端弯短设计值； —— 梁的截面高度； —— 住的截面高度； —— 节点板域厚度； —— 钢材的抗剪强度设计值。 式中 按 7 度及 7 度以上抗震设计的结构尚应符合下列公式的要求： —— 节点域两侧梁端截面全塑性受弯承载力； —— 系数， 6 度 Ⅳ 类场地和 7 度设防的结构取 0.6 ，按 8 、 9 度设防的结构取 0.7 。 式中 当节点域的厚度不满足以上两式的要求时 , 应将节点域的柱腹板局部加厚或加焊贴板，如图 9.4.5 所示。 ≥150 图 9.4.5 9.4.4.4 柱与柱的连接 主要指工地拼接，常用的有 对齐坡口焊接 以及 高强度螺栓与焊缝的混合连接 。 当非抗震设防，且柱的弯矩较小，不产生拉力时，可将柱的上下端磨平顶紧，采用 部分熔透焊缝 。此时，坡口焊缝的有效深度 t e 不宜小于厚度的 1/2 。 (b) 45 o 铣平 t=t 0 (a) 45 o 铣平 t 0 t 3 图 9.4.6 全熔透焊缝 与母材等强，用于抗震设防的结构。 柱截面改变时，应优先采用 保持截面高度不变而只改变翼缘厚度 的方法。若必须改变截面高度时，对边柱宜采用图 9.4.7(a) 的做法，不影响贴挂外墙板，但应考虑上下柱偏心产生的附加弯矩。对内柱宜采用图 9.4.7(b) 的做法。变截面的上下端均应设置隔板。当变截面段位于梁柱接头处时，可采用图 9.4.7(c) 的做法，变截面两端距梁翼缘不宜小于 150mm 。 9.4.4.5 梁与梁的连接 梁与梁的连接主要指主梁的工地接头和主梁与次梁的连接。详细情况见前面梁一章。 e + + + + + + + + + + ≥150 ≥150 图 9.4.7 (a) (b) (c)