l 过去对高层用1/90 连接系数都没有这样细致的划分和规定 由框架分析得出 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 其增大系数 设计单位反映 必要时 三级不应小于1.1 钢结构连接系数修订 2 忽略轴力影响 考虑到试件板厚有一定限制 pb1 连接系数也最高 f（N 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 参考FEMA350的规定 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％ RE 可不验算地震作用下的整体稳定 支撑斜杆的受压承载力应按下式验算 不平衡力与前种情况相反 计算要点 2 本规范表8.2.8是按上述文献2006版列出的 sp pb1 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 《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ 一一分别为受弯平面内第i层第j个节点左 b1 我国目前对建筑钢材的超强系数还没有作过统计 ——折减系数 b2 3 表中的连接系数包括了超强系数和应变硬化系数 仍可按中心支撑框架分析 按简支梁分析的梁端截面剪力设计值 V 应按下列公式验算 不平衡力应按受拉支撑的最小屈服承载力和受压支撑最大屈曲承载力的0.3倍计算 f 有利于按不同情况区别对待 板的初始缺陷对平面内稳定影响较大 中心支撑框架的斜杆轴线偏离梁柱轴线交点不超过支撑杆件的宽度时 RE 多遇地震下的计算 取0.7是参考日本研究结果采用 另外 偏心支撑框架的设计计算 高度大于50m且小于200m时 需要对连接作二阶段设计 lc 美国和欧盟规范中 或V 当人字支撑的腹杆在大震下受压屈曲后 是考虑梁腹板的塑性变形小于翼缘的变形要求较多 2001规范的钢结构阻尼比偏严 V 2001规范用1.3代替1.2考虑竖向荷载往往偏小 和h yb M 一一梁塑性铰所在截面的梁塑性截面模量 3 钢结构抗侧力构件连接的极限承载力应大于相连构件的屈服承载力 可不执行该标准规定的抗震构造措施 M 式中 日本在钢支撑-框架结构设计中 f ——轴心受压构件的稳定系数 c 或N γ 确定斜杆 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 一级不应小于1.3 其层间变形应符合本规范第5.5节的有关规定 V V α 取（0.5～0.75）b 分别为梁翼缘宽度和梁截面高度） 本款修订依据多道防线的概念设计 c 计算要点 该系数宜适当加大 四级取0.6 当轴力设计值超过0.15Af时 在每层柱顶附加假想水平力 可取0.03 λ 8.2.6 其性能是逐步提高的 节点左右梁端和上下柱端的全塑性承载力 l j 它比2001规范对螺栓破断的规定降低了0.05 w 一一消能梁段钢材的抗压强度设计值和屈服强度 的作用类似 支撑与框架连接和梁 应取消能梁段达到受剪承载力时框架梁内力与增大系数的乘积 梁端扩大型和加盖板的连接按日本规定 也随钢材的强度等级递增而递减 l 可能引起横梁破坏和楼板下陷 应符合下列规定 ay 第一阶段 8.2.5 但应计及由此产生的附加弯矩 支撑斜杆 b 可供参考 中国计划出版社 而支撑连接和构件拼接的塑性变形相对较小 三级不应小于1.1 钢结构应按本节规定调整地震作用效应 本规范根据我国钢结构设计规范关于钢材拉 是考虑到我国7度地区较大 考虑到该式一般不控制 阻尼比可取0.05 也不能太薄 M 凡本章未作规定者 研究表明 另一方面 一一第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变形角平均值 与消能梁段相连构件的内力设计值 E——支撑斜杆钢材的弹性模量 远大于25％总剪力 在罕遇地震下的弹塑性分析 剪力控制的情况很少 t 一一分别为梁的塑性受弯承载力和考虑轴力影响时柱的塑性受弯承载力 另外 对于Q345钢材 一次试验也难以得出可靠结果 h一一分别为消能梁段的净长和截面高度 导致横梁在支撑处出现向下的不平衡集中力 式中 1 连接系数1.30＜f M SS是碳素结构钢 非抗震的承载力设计值应除以本规范规定的承载力抗震调整系数 1 过于保守 8.2.1 美国节点板域稳定公式为高度和宽度之和除以90 ji 高度不大于50m时可取0.04 偏心支撑框架中 地震内力应乘以增大系数 应按下列公式验算 采用系数1.2 钢结构在地震作用下的内力和变形分析 钢框架梁的上翼缘采用抗剪连接件与组合楼板连接时 适当提高抗震设计时的承载力是必要的 基本维持了2001规范的数值 并按不计入支撑支点作用的梁验算重力荷载和支撑屈曲时不平衡力作用下的承载力 式中 ——受循环荷载时的强度降低系数 二级不应小于1.2 该文献说明 则降低梁段的受剪承载力 初弯曲 h M 一一支撑斜杆的截面面积 /f 支撑与梁的连接应按抗压弯连接设计 框架-支撑体系中 ＝M 地震影响系数均按本规范第5章的规定采用 条文中的建议是AISC抗震规程中针对此情况提出的 不应小于相连构件的承载力设计值 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 端部翼缘变截面的梁 仅当斜杆失稳时楼板不是下陷而是向上隆起 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 若支撑需抵抗弯矩 也有利于提高连接系数的直观性 对多层用1/70 pc 材料强度不能充分利用的问题 b2 SN是抗震结构钢 2 f f 本规范表8.2.8与日本规定相当接近 为2倍地震作用下的组合轴力设计值） 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γ 一 N——地震组合的柱轴力 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 一级不应小于1.4 2）柱轴压比不超过0.4 6 宜计入梁柱节点域剪切变形对结构侧移的影响 梁端连接的塑性变形要求最高 应符合下列规定 钢结构应按本规范第3.6.3条规定计入重力二阶效应 M 1 当梁截面受剪力控制时 v 8.2.6 2001规范规定采用腹板全截面屈服时的剪力 C是低烈度区 ——分别为柱和梁的钢材屈服强度 近似按框架轴线进行分析 太厚了使节点域不能发挥其耗能作用 4 构件的连接 ——梁塑性铰剪力 箱形截面柱 一一第i层框架的第j个节点域的有效体积 在强烈地震中支撑先屈服 取较小值 支撑斜杆的内力增大系数不小于1.25 按AISC抗震规程 考虑中心支撑长细比限值改动较大 u 柱和非耗能梁段的内力设计值应根据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 其框架部分按刚度分配计算得到的地震层剪力应乘以调整系数 按AISC规定 应按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 故连接系数可取较低值 除下列情况之一外 1）支撑斜杆的轴力设计值 8.2.7 u 高强度螺栓滑移对钢结构连接的弹性设计是不允许的 j 对2001规范的规定适当调整 2 二级取1.10 V一一分别为消能梁段的轴力设计值和剪力设计值 A 应取消能梁段达到受剪承载力时柱内力与增大系数的乘积 ＝2M 应符合现行有关设计规范 pb 可取0.9 内藏钢支撑钢筋混凝土墙板和带竖缝钢筋混凝土墙板应按有关规定计算 p 当偏心支撑框架部分承担的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的50％时 f 取承载力抗震调整系数为1.0 λ 1 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 V 钢结构考虑二阶效应的计算 将构件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 工字形截面柱 二者之和应大于弹性计算的总剪力 构件截面和连接抗震验算时 一一支撑斜杆的长细比和正则化长细比 ji sp 柱脚与基础的连接极限承载力 3）框架柱的内力设计值 η 内力重分布使框架部分承担的地震剪力必需增大 f /2（其中 A 钢结构构件按地震组合内力设计值进行抗震验算时 考虑循环荷载时的强度降低系数 应按下列要求调整 3 如果调整的结果框架部分承担的地震剪力不适当增大 应符合下列要求 w 去掉支撑的纯框架按总剪力的40％设计 三 ＝0.58A w 带竖缝钢筋混凝土墙板可仅承受水平荷载产生的剪力 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 取0.75 8.2.3 对工字形截面柱 f 进行二阶效应的弹性分析时 钢结构抗侧力构件的连接计算 j i 其对框架位移的影响可略去不计 具有实用性 只是将强柱系数 塑性铰可取梁端部变截面翼缘的最小处 采用了1.1系数 圆管截面柱 其层间位移计算可不计入梁柱节点域剪切变形的影响 其影响程度可通过在框架每层柱顶作用有附加的假想水平力来体现 γ ——钢材的抗剪强度设计值 支撑与梁段的连接应设计成刚接（图21） br M M 8.2 取钢材屈服强度的0.58倍 A i l 应符合下列规定 f 太薄了将使框架侧向位移太大 1 而应变硬化系数各国普遍取1.1 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 A RE 故作了相应修改 美国IBC规范中 当两侧梁不等高时 节点域的屈服承载力应符合下列要求 2 η一一强柱系数 等截面梁 三级取1.05 不承受竖向荷载产生的压力 取净跨的1/10和梁高二者的较大值 为使支撑斜杆能承受消能梁段的梁端弯矩 历次修订此式未变 lp 可减少节点域加厚 中心支撑框架和不超过50m的钢结构 b1 要求按构件承载力而不是设计内力进行连接计算 SM是焊接结构钢 再根据各构件的承载力抗震调整系数 y yc 当消能梁段的轴力设计值不超过0.15Af时 其增大系数 受剪承载力 工字形截面柱和箱形截面柱的节点域应按下列公式验算 ＋（0.65～0.85）h 其值可采用1.5 式中 人字支撑和V形支撑的框架梁在支撑连接处应保持连续 一一消能梁段承载力抗震调整系数 考虑7度可适当降低要求 结果都是1/70 ≤φA 本条是实现“强柱弱梁”抗震概念设计的基本要求 pb2 偏心支撑框架构件的抗震承载力验算 拟取自翼缘中心线算起 是以钢材超强系数统计数据为依据的 8.2 对于外露式柱脚 ——节点域承载力抗震调整系数 日本第一阶段设计相当于我国8度 RE 强柱系数实际上已隐含系数1.15 钢框架-支撑结构的斜杆可按端部铰接杆计算 f 5 Wpb——分别为交汇于节点的柱和梁的塑性截面模量 50017-2003第3.2.8条的规定 《钢结构设计规范》GB 支撑斜杆与消能梁段连接的承载力不得小于支撑的承载力 V 柱和非耗能梁段保持弹性所需的承载力 ＝470/345＝1.36 轴压比较小时可不验算强柱弱梁 b2 p 钢结构抗震计算的阻尼比宜符合下列规定 一一分别为消能梁段受剪承载力和计入轴力影响的受剪承载力 N——支撑斜杆的轴向力设计值 1）柱所在楼层的受剪承载力比相邻上一层的受剪承载力高出25％ 注 一一钢材的屈服抗剪强度 其阻尼比可比本条1款相应增加0.005 一一消能梁段的全塑性受弯承载力 这一规定体现了多道设防的原则 本次修订 消能梁段的受剪承载力应符合下列要求 考虑地震组合时钢材的强度通常规定提高1/3或30％ 其承载力将下降 式中 右梁端同方向地震作用组合下的弯矩设计值 是高钢规编制时陈绍蕃教授提出的 应符合下式要求 一级取1.15 8.2.2 ——柱在节点域的腹板厚度 式中 4 考虑节点域剪切变形对层间位移角的影响 或焊缝的有效截面尺寸偏小 f 我国同济大学和哈尔滨工业大学做过试验 借鉴日本上述规定 2 p 一一分别为节点域两侧梁的弯矩设计值 骨形连接（RBS）连接的塑性铰至柱面距离 8.2.2 ——框架柱的截面面积 钢结构抗侧力构件连接的承载力设计值 2005AISC抗震规程规定 M V 一一连接系数 4 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 n br M 中心支撑框架构件的抗震承载力验算 N 8.2.4 pe uc 是考虑设计内力较小时将导致连接件型号和数量偏少 Gb 一级不应小于1.3 支撑框架是第一道防线 拟保留此系数 取0.75 支撑的拼接极限承载力 ＋M 螺栓连接受滑移的影响 8.2.8 考虑不平衡力后梁截面过大 受弯承载力 l 达到不小于结构底部总地震剪力的25％和框架部分计算最大层剪力1.8倍二者的较小值 本次修订 5 b1 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 应取与支撑斜杆相连接的消能梁段达到受剪承载力时支撑斜杆轴力与增大系数的乘积 梁与柱刚性连接的极限承载力 j 所以按抗震等级划分拟就了系数 base ——消能梁段的塑性截面模量 t 8.2.7 一一分别为支撑连接和拼接 则不是“双重体系”而是按刚度分配的结构体系 阻尼比按本规范第12章消能减震结构的规定采用 ——分别为消能梁段的腹板厚度和翼缘厚度 本条规定了钢结构内力和变形分析的一些原则要求 △γ p 据此 一一分别为节点域两侧梁的全塑性受弯承载力 三级不应小于1.2 8.2.8 N w 给第二阶段连接（极限承载力）设计带来困难 对箱形柱框架 M 而不是取小震地震组合轴向力的2倍 规范使用折减系数来设计 一一支撑稳定破坏承载力抗震调整系数 j j u 8.2.5 规程的要求 宜取0.02 高强度螺栓连接不得滑移 柱拼接的极限受压（拉） s——塑性铰至柱面的距离 8.2.3 ——梁在重力荷载代表值（9度时高层建筑尚应包括竖向地震作用标准值）作用下 φ——系数 抗震分析时可通过框架部分的楼层剪力调整系数来实现 f 考虑在我国应用较多 国外采用许用应力设计的规范中 这两种体系的延性折减系数是不同的 A 一一第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 n /α f 50017的有关规定 cl t 2 99-98规定在7度时改用0.6 ——支撑杆件的截面面积 1 框架梁一般为弯矩控制 ——分别为梁翼缘厚度中点间的距离和柱翼缘（或钢管直径线上管壁）厚度中点间的距离 对工字形截面柱 ——节点域的体积 节点域剪切变形角的楼层平均值可按下式计算 一一分别为连接的极限受弯 解决了2001规范所规定综合连接系数偏高 强柱系数建议以7度（0.10g）作为低烈度区分界 本条规定了支撑框架的验算 应计入构件初始缺陷（初倾斜 可按表8.2.8采用 j 计算结果与AISC相当 残余应力等）对内力的影响 本次修订依据试验结果适当放宽 2 连接系数随钢种的性能提高而递减 ——柱脚的极限受弯承载力 RE b 3 弯强度设计值与屈服强度的关系 V ——分别为消能梁段的截面面积和腹板截面面积 ubr 且钉孔使截面减弱 2 高度不小于200m时 7 当N＞O.15Af时 人字支撑和V形支撑可沿竖向交替设置或采用拉链柱 本次修订拟统一采用美国的参数1/90 即M 应按下列公式验算 AISC的节点域稳定公式规定自翼缘内侧算起 节点域既不能太厚 W j 需符合强连接弱构件的原则 u 以保证该梁段具有稳定的滞回性能 与本规范γ 8.2.1 yv 对箱形截面柱节点域变形较小 M M 其增大系数 2007年3月 2）位于消能梁段同一跨的框架梁内力设计值 框架梁可按梁端截面的内力设计 3 二级不应小于1.2 1 采用该阻尼比后 钢框架节点处的抗震承载力验算 h 3）与支撑斜杆相连的节点 柱 日本规定节点板域尺寸自梁柱翼缘中心线算起 压 b ay 也可采用删去支撑框架进行计算来实现 应符合下列规定 1 ay 一一梁的净跨 关于节点域 2 采用屈曲约束支撑的钢结构 影响了承载力 二级不应小于1.3 2 参见图20 按抗震等级作了相应的划分 梁 为使偏心支撑框架仅在耗能梁段屈服 当N＜0.15Af时 并在横梁两端出现塑性铰 其设计剪力应采用与梁屈服弯矩相应的剪力 Y 1 等级B 顶层和出屋面房间的梁可不执行本款 W M 钢结构转换构件下的钢框架柱 2 b1 V形支撑情况类似 1 Wpc 特别是板厚有限时 大致相当于AISC的等级C 二级取0.7 3 ub 适用高度也不同 ——分别为钢材强度设计值和屈服强度