钢结构论文 1

高层钢结构分析中的若干讨论

摘要：随着经济社会的不断发展，越来越多的高层乃至超高层建筑拔地而起。而钢结构质量轻、延性好、强度高等特点加上成熟的设计计算方法使其在建筑中的应用越来越广泛，几乎所有的超高层建筑都会全部或部分采用钢结构的结构形式。我国的钢结构起步较晚，但发展非常迅速。影响钢结构造价及发展的因素主要是其抗火防腐的成本占到工程总造价相当大的比例，因此高层钢结构抗火防腐问题在很长一段时间内会成为重点研究对象。抗震一直是地震区建筑结构设计的核心问题，钢结构虽然具有较好的抗震性能，但也和良好的设计方法密不可分。本文将从我国高层钢结构的发展、高层钢结构的抗火和抗震问题结合所查阅的文献资料进行阐述。

关键词：结构形式；钢结构抗火；钢结构抗震

Some arguments in the analysis of high-rise steel structure

Abstract: With the development of economy , more and more high-rise as well as super high-rise buildings are being constructed. Most of the high-rise buildings and almost all the super high-rise buildings use steel structure because of its light quality, enough ductility and high strength. The use of steel structure in China began late , but developed rapidly. The obstruction of steel structure is its cost of resisting fire and corrosion , so the research of resisting fire and corrosion has been carried out for a long time. Seismic resistance of building structures has always been a key point in seismic area, although steel structure has a good performance in earthquake, a reasonable design method also matters. This paper introduces the development of high-rise steel structures in our country and some achievements in resisting fire and earthquake combining with literature the author read.

Key words: type of Structure；fire resistance of steel structure；seismic resistance of steel structure

1 我国高层钢结构的发展

高层钢结构建筑是一个国家经济实力和科技水平的反映，又往往被当作一个城市标志性建筑。我国高层钢结构起步较晚，但发展迅速。20世纪80年代至今已建成和在建高层钢结构达80多幢，总面积约600万m2，钢材用量60多万吨，包括正在规划和建设的已有100幢高层钢结构。最近北京、上海在建和新建高层钢结构就超过10幢。一些重要的工程如：香港中国银行大厦、首都国际机场、上海金茂大厦、中央电视台新址大楼已经成为我国科技进步的象征，在国内外产生了一定的影响。同时，与此相应的高层钢结构的科学研究、设计及施工等方面均取得了较大进展，在钢结构制作和安装方面都达到了较高的水平。

高层钢结构的结构体系主要以抗侧力构件的形式、材料、受力性能等因素区分。例如纯框架、框架—支撑、框架—混凝土剪力墙（核芯筒）、筒体、巨型框架等结构形式在我国已建和在建的高层钢结构中均被采用了。

1.1 纯框架结构

1983年开始策划与设计的北京长富宫中心工程是我国最早起步的26层钢结构，由中日合作设计，考虑到当时国内缺乏制作与安装的经验，采用了最简单的结构形式与节点作法，以易于保证工期和质量，对于柱网较大的26层钢结构，纯框架的水平刚度显然比较小，自振周期为2.9（3.2）s，150gal地震波作用下层间位移是1/250，300gal地震波作用下层间位移是1/95。当时，我国尚无高层钢结构设计规程，参考国外规定，层间位移角限制在常遇地震作用时为1/200，罕遇地震作用时为1/100。

纯框架结构的优点是整体刚度均匀，制作安装简单，但仅用于20层或以下的高层建筑

为宜。

1.2 框架—支撑（带边框剪力墙）结构

这种体系在高层钢结构中应用最多，它的特点是框架与支撑系统协同工作承担水平力，罕遇地震中若支撑系统破坏，尚可内力重新分布由框架承担水平力，即所谓两道抗震防线。

设计时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。中国工商银行总行办公楼共12层总高48.3m，由于柱网大且不规则，需要支撑协同工作，采用了适量的延性较好的偏心支撑是比较合理的。上海瑞金大厦1—9层是钢骨混凝土结构，以上是钢结构，一个方向采用带边框剪力墙，另一方向采用钢支撑组成框剪体系结构。京广中心采用了带边框预制带缝剪力墙。一般都依据结构特点与设计者及施工单位的习惯作法而确定抗水平力构件体系。

对于从40—60层的这种形式（全钢）结构的用钢量大约120~140kg/m2。

1.3 筒体结构

筒体结构是超高层结构中受力性能较好的结构体系。内外筒均形成较强的抗弯刚度。共同承受水平力的作用，可以形成两道抗震防线的效果。目前美国的希尔斯大厦就是典型的多筒结构。北京国贸中心是39层筒中筒结构，外框是密柱网可构成空间作用，内筒是带支撑的钢框架结构，整个结构有较均匀和足够的刚度及较好的延性。一般外框筒应承受最少30—40%的水平力为宜。

1.4 巨型框架

近年来发展的巨型框架结构形式在超高层建筑结构中发挥了很大优势，受到了广大结构工程师与建筑师的欢迎。其中外露的巨型框架—支撑体系丰富了建筑立面而成为目前建筑上一种时髦的处理手法。例如香港中国银行，其建筑与结构设计的配合是成功的。国内的上海证券大厦，该建筑28层总高128m，由国外设计，对于这种高度用常规的框架也完全可以，但按建筑师要求，做成巨型框架—支撑（外露）体系。该结构是在相距63m的两个塔楼的19层—26层用横向框架—支撑结构体相连，9层以下由裙房连接，构成四框形巨型框架—支撑体系，塔楼及横向63m框架—支撑体系都是6层楼一个节间，由玻璃幕墙将此巨型框架与内部梁、板、柱隔开，塔楼内有钢筋混凝土核心筒，在外围有的是借用巨型框架柱、有的是以独立钢柱作为竖向承重构件。整个结构长边为105m，有较强的刚度，自振周期是1.5s，短边方向为36m，抗侧力主要靠14m宽的核心筒，水平刚度较小，自振周期是2.9s。巨型框架的柱、梁、斜撑均为很大的箱形截面，钢结构部分用钢量约为9300t，地上面积81000m2，平均115kg/m2与同高度的纯钢结构比较也属偏高的。该结构的主要问题是刚度很大的外巨型框架系统与塔楼内部的负荷楼层之间主要靠每层八根H梁60322814.910.5型钢的弱轴方向截面(无楼板)传递水平力，塔楼内部荷载很大，产生的地震力很难靠如此微弱的连接传给水平刚度很大的巨型框架。这种将主要抗侧力构件与负荷楼面严重脱节的处理方法与抗震设计原则不很相符。所以，采用巨型框架对设计者提出了更高的要求，如何合理地发挥其建筑效果及抗震效果的共同优势将取决于设计者的水平及经验。

1.5 钢框架—钢筋混凝土核芯筒混合结构（简称为钢—混凝土筒混合结构）

这种结构形式在近年来被大量高层钢结构工程采用，从自重轻，施工速度快方面它优于

混凝土结构，从造价方面它优于纯钢结构。于是被业主优先考虑，国外设计者也就入乡随主了。应该说作为业主，主要着眼于经济，作为结构设计师还要更着重于结构功能合理性的分析。

钢—混凝土筒混合结构的构成大致有以下几种情况：

（1）外钢框架柱网较密（一般在4m以下），平面比较规则（方形、圆形），可形成外框筒的空间作用，承担不少于30—40%的水平力，楼层与内外筒均有较好的连接，使内、外筒发挥协同作用，达到较好的抗震效果。

（2）外钢框架柱较多，分别通过跨度不大的梁（楼层）与核心筒中对应的墙体形成一定的协同作用，构成平面框架剪力墙体系，共同保证一定的水平刚度，也可通过设置层带状桁架加强水平刚度，节点连接设计合理，这种结构也能够适应常遇以致罕遇地震的作用。

还应考虑到，对于地震区，在我国《建筑抗震设计规范》及某些国外抗震设计的规定中提出的任一层框架部分能承受的总剪力，不应小于底部总剪力的0.2的要求，以保证在大震时钢筋混凝土剪力墙核心筒刚度退化后框架部分能够承受一定的地震力。

（3）外框柱网很大，钢柱只能承担垂直荷载，与核心筒的连接只是很少几根端部铰接的钢梁，构成结构水平刚度的只是核心筒，这种外框与内筒的关系，从抗水平力角度讲不是协同作用而是依附作用，地震力、风力完全由核心筒承担，在罕遇地震作用时如果发生核心筒的严重破坏或大变形，外框柱随之失稳，整个结构或局部造成倒塌的结局是有可能的。

对于超高层的钢—混凝土筒混合结构，要求层间位移满足一定限值是必要的，除此之外，还应根据抗震设计的原则及规范的有关条件全面的进行评价。

钢—混凝土筒混合结构在国外采用的不多，日本仅有一栋30层的建筑采用过，由于对其抗震性能有不同看法，尚没有建第二栋。近几年外国设计者在我国的高层建筑设计中几乎都采用这种形式，越来越高，有的与中国规范规定不符，有的明显的不符合抗震设计原则。

因此，如何估量这种结构的抗震性能及适用的高度与条件以及需注意的要点，应作进一步科学的探讨。

1.6 水平带状支撑及帽状支撑的设置及作用

超高层结构中设置带状及帽状支撑形成刚性层以增强水平刚度是有效的做法。但其效果也取决结构的形式及材料。当内筒外框都是混凝土结构（或是钢结构），带状支撑的设置相对于各层可以构成较好的刚性层，一般可以提高水平刚度15—20%，而同一建筑若内筒为混凝土，外框为钢框架，以铰接相连，当设置同等带状支撑只可提高水平刚度3—5%。 2 高层钢结构抗火

2.1 火灾对钢结构的危害

钢材虽为非燃烧材料，但钢不耐火。温度为400℃时，钢材的屈服强度将降至室温下强度的一半，温度达到600℃时，钢材基本丧失全部强度和刚度。因此，当建筑采用无防火保护措施的钢结构时，一旦发生火灾，结构很容易遭到破坏。例如，1967年美国蒙哥马利市的某饭店发生火灾，钢结构屋顶被烧塌；1970年美国50层的纽约第一贸易办公大楼发生火灾，楼盖钢梁被烧扭曲10cm左右；1990年英国一幢多层钢结构建筑在施工阶段发生火灾，造成钢梁、钢柱和楼盖钢桁架的严重破坏；1993年我国福建泉州一座钢结构冷库发生火灾，

造成3600m2的库房倒塌；1996年江苏省昆山市的一轻钢结构厂房发生火灾，4320m2的厂房烧塌；1998年北京某家具城发生火灾，造成该建筑(钢结构)整体倒塌。最为巨大的一次灾难性事件则是2001年美国的“911”事件中倒塌的世贸中心，大部分分析表明大楼的整体倒塌是由于飞机撞击后，大楼开始燃烧，高温使钢材失去承载能力。

2.2 结构耐火极限

长期以来，建筑防火被认为是建筑师设计时需考虑的问题，结构工程师设计时考虑结构防火(对结构更适合称抗火)问题的不多。确实，建筑的防火分隔、避难层的设置、安全疏散出口的布置等为建筑防火设计问题，目的在于减轻火灾损失，减少人员伤亡。然而，作为防火分隔的防火墙靠结构支承，如果火灾中支承结构破坏，防火墙也起不了防火分隔作用；还有避难层下的结构如果达不到耐火时间要求而破坏，造成的人员伤亡将更为严重；此外，建筑结构构件（如梁、楼板、楼梯等）在火灾中如果破坏，会影响人员的疏散和消防人员进入建筑内灭火。因此各国建筑防火设计规范都有建筑结构构件耐火时间（或耐火极限）的规定。

2.3 钢结构抗火设计的目标与意义

钢结构抗火设计的目标就是使结构构件的实际耐火时间大于或等于规定的耐火极限。钢虽为非燃烧材料，但不耐火，在火灾高温下，结构钢的强度和刚度都将迅速降低，而火灾升温迅速，故无防火保护的钢构件在火灾中很容易破坏。因此钢结构抗火设计的一般要求是：如何定量地确定防火保护措施，使得钢结构构件的耐火时间大于或等于规定的耐火极限。

进行结构抗火设计具有如下意义：

（1）减轻结构在火灾中的破坏，避免结构在火灾中局部倒塌造成灭火及人员疏散困难；

（2）避免结构在火灾中整体倒塌造成人员伤亡；

（3）减少火灾后结构的修复费用，缩短灾后结构功能恢复周期，减少间接经济损失。

2.4 传统钢结构抗火设计方法

传统上，建筑结构构件的耐火时间由试验确定。进行建筑防火设计时，涉及到结构构件，只要对比试验得出的耐火时间是否满足规定的耐火极限即可，因此结构工程师关于将结构抗火计算与设计的观念较为浅薄。实际上，将构件从构件中孤立出来，施加一定的荷载，然后按一定的升温曲线加温，来测定构件耐火时间的方法，存在很多问题。首先，构件在结构中的受力，很难通过试验模拟，实际构件受力各不相同，试验难以概全，而受力的大小对构件耐火时间的影响较大；其次，构件在结构中的端部约束在试验中难以模拟，而端部约束也是影响构件耐火时间的重要因素；再次，构件受火在结构中会产生温度应力，而这一影响在构件试验中也难以准确反映。正是注意到试验的上述缺陷，结构抗火设计方法已开始从基于试验的传统方法，转为基于计算的现代方法，特别是英国、瑞典、美国、日本等从20世纪70年代就大量开展了考虑上述诸因素的结构抗火计算与设计方法的研究工作。

从以前发生的钢结构建筑火灾案例可以发现两类现象，一类为有防火保护的钢结构在火灾中因没有达到预期的耐火时间而破坏，另一类为有防火保护的钢结构在超过预期耐火时间的火灾中并没有破坏。经分析，造成这两类现象虽有实际火灾升温与标准火灾升温不一致的原因，但另一个重要原因是，由试验确定的构件耐火时间，不能完全代表构件在真实结构中的耐火时间，从而造成不安全或过于保守使材料浪费的后果。因此通过计算进行钢结构的抗火设计，其意义是显著的，实际上，目前英国、瑞典、美国、日本、澳大利亚、欧盟等国家

或国际组织都专门编制了钢结构抗火设计规范，其中均规定了进行结构抗火计算的内容。

2.5 基于计算的现代钢结构抗火设计方法

2.5.1 基本思想与方法

基于计算的钢结构抗火设计方法可以免除传统的基于试验的钢结构抗火设计方法所存在的问题，目前已被各国普遍接受并在设计规范中采纳。这种钢结构的抗火设计方法以高温下构件的承载力极限状态为耐火极限判断，考虑温度内力的影响，在我国第一部钢结构抗火设计标准《上海市钢结构防火技术规程》中即采纳了这种方法，其计算过程如下：

（1）采用确定的防火措施，设定一定的防火被覆厚度；

（2）计算构件在确定的防火措施和耐火极限条件下的内部温度；

（3）采用确定高温下钢的材料参数，计算结构中该构件在外荷载和温度作用下的内力；

（4）进行荷载效应组合；

（5）根据构件和受载的类型，进行构件抗火承载力极限状态验算；

（6）当设定的防火被覆厚度不合适时(过小或过大)，可调整防火被覆厚度，重复上述步骤。

2.5.2 火灾下钢构件的内部温度

火灾下为满足结构耐火极限要求，一般需对钢构件进行防火保护。目前的主要防火措施为包覆防火涂料或防火板。由于钢材导热性好，采取防火保护的钢构件的内部温度可假定为均匀分布，再由火灾环境传入钢构件的热量应等于钢构件升温所吸收的热量，可建立火灾条件下钢构件升温微分方程。求解该方程并加以近似简化，可得标准火灾升温条件下，钢构件的内部温度Ts(C)随火灾发生后时间t(s)变化的计算公式：

Ts(t)0.2)tTSO （1）

式中：Ts——钢构件的内部温度，C；

TSO——火灾前构件的初始温度，一般取20C。 B

11ciiFi

2cssViFidiV （2）

式中：cs——钢材的比热，J/(kgK)；

s——钢材的密度，kg/m；

V——单位长度构件的体积，m/m； 33

ci——保护层的比热，J/(kgK)；

i——保护层的密度，kg/m；

Fi——单位构件长度的保护层内表面积，m/m；

di——保护层厚度，m； 23

i——保护层的导热系数，W/(mK)。

2.5.3 高温下钢材的材料参数

对钢构件抗火承载力极限状态有重要影响的高温钢材材料参数主要为屈服强度与弹性

模量。研究表明，不同钢材的高温材料参数值会有较大差别，建议对各种钢材专门研究其高温材料参数，以用于由其做成构件的抗火计算。

以下仅介绍欧洲钢结构协会推荐的钢材高温材料参数计算公式：

fyT

fy

ET1TS767ln(TS17509 (Ts600C ))725（3） E17.210

12TS11.810TS34.510TS15.910TS143 （4） (Ts600C)

式中：fyT、fy——分别为高温和常温下钢材的屈服强度；

ET、E——分别为高温和常温下钢材的弹性模量；

Ts——钢材温度，C

2.5.4 火灾条件下荷载效应组合

由于火灾是偶然事件，进行结构抗火设计考虑的荷载效应应小于正常设计所采用的荷载效应。按火灾条件下取结构正常使用时最可能出现的荷载的原则，同时考虑火灾引发的温度内力和伴随的风载，得出如下结构抗火设计的荷载效应组合式：

SGCGGkQiCQiQikWCWWkFCF(T) i（5）

式中：S——荷载组合效应；

Gk——永久荷载标准值；

Qik——楼面或屋面活载(不考虑屋面雪载)标准值；

Wk——风载标准值；

T——构件或结构的温度变化(考虑温度效应)；

G——永久荷载分项系数，取1.0；

Qi——楼面或屋面活载分项系数，取0.7；

W——风载分项系数，取0或0.3，选不利情况；

F——温度效应的分项系数，取1.0；

CG——永久荷载效应系数；

CQi——楼面或屋面活载效应系数；

CW——风载效应系数；

CF——温度效应系数。

2.4.5 钢构件抗火承载力极限状态验算

由高温下钢材的材料参数，按类似于常温下各类钢构件极限承载力的确定方法，可得高温下各种基本钢构件的极限承载力，进而可进行钢构件抗火承载力极限状态验算。下面给出文献所采用的验算公式。

（1）轴心受压构件

N

TATRf （6）

式中：N——火灾下构件所受的轴压力设计值；

A——柱的毛截面面积；

T——高温下轴心受压构件的稳定系数：T；

——系数，根据构件的长细比和温度取用；

根据现行钢结构设计规——温下对应长细比和截面类型的轴心受压柱的稳定系数，

范有关规定确定。

（2）受弯构件

Mx

bTWxTRf （7）

式中：Mx——火灾下梁的最大弯矩设计值；

Wx——绕x轴的毛截面抵抗矩；

bT——高温下钢梁的整体稳定系数：bTbb；

b——系数，按下式确定

TS0.46)(0CTS500C)b1.1500.154sin( 460

1.2920.6252104(T500)2(500CT600C)SSb

TS——钢梁的平均温度；

b——常温下对应长细比和截面类型的钢梁的整体稳定系数，根据现行钢结构设计

规范有关规定确定。

 当bT0.6时，按下式将bT修正为bT

（3）偏心受压构件 1.51.10.4646/bT0.1269/bT bT

NxTAmMxxWx(10.8N/NEXT)NTRf （8a） （8b） yTAtMxbTWxTRf

式中：N，Mx——分别为火灾下偏心受压构件轴力和最大弯矩设计值；

m，t——等效弯矩系数，根据现行钢结构设计规范有关规定确定；

xT，yT——分别为高温下弯矩作用平面内及平面外轴压构件整体稳定系数；

bT——高温下均匀受弯构件整体稳定系数；

NEXT——高温下弯矩作用平面内的欧拉临界力：NEXT

x——件弯矩作用平面内柱的长细比。 ETxA22

3 高层钢结构抗震

我国钢产量连年超万亿吨，促使我国的钢结构产业政策由长期以来实行的“节约钢材”转变为“合理用钢”、“鼓励用钢”，建筑钢结构迎来了蓬勃发展的大好时机。我国大中城市多为地震区，需要进行抗震设计。国内外对钢结构抗震的研究一直很活跃，特别是美国北岭地震和日本阪神地震以来，针对震害现象作了大量研究，提出了新的抗震措施。新世纪之初，我国完成了对建筑结构主要设计规范的修订工作，把我国结构设计水平提高到一个新的台阶。《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99也在紧锣密鼓地修订之中。《建筑抗震设计规范》GB50011-2001的应用中发现钢结构抗震设计仍存在一些问题，一方面造成结构用钢量较大，阻碍了钢结构推广，另一方面造成结构设计不合理，影响了钢结构的抗震性能，这些问题引起了钢结构工程界的广泛关注。

3.1 多高层钢结构的地震作用

我国抗震规范自89规范起采用基于小震的弹性设计方法，相当于将设防烈度考虑结构延性予以降低的效果，但多高层钢结构尚未列入89规范，因此当时所考虑的结构延性水平是以混凝土结构为基础的，2001年修订的抗震规范GB50011中列入了多高层钢结构，但沿用了89规范的基于小震的弹性设计方法。钢结构的延性优于混凝土结构，但在抗震规范中没有得到体现。另外，钢结构在弹性阶段阻尼比较小，按现行抗震规范的计算方法，在考虑结构延性以后降低的同时又因阻尼比降低而加大。上述两个原因导致同样条件下的钢结构地震作用高于混凝土结构，使得钢结构用钢量偏高。本节将分别考察现行抗震规范GB5001l和《建筑工程抗震性态设计通则》(CECSl60)中钢结构相对于混凝土结构的地震作用提高系数，然后介绍美国AISC规程针对不同结构体系降低地震作用的做法。在此基础上针对我国钢结构的抗震设计规定，提出在结构承载力验算时引入结构体系调整系数的改进建议。

3.1.1 抗震规范GB50011—

2001

抗震规范GB50011-2001中的地震影响系数曲线如图1所示。阻尼比于混凝土结构取0.05，对于12层及以下钢结构取0.035，对于12层以上钢结构取0.02。由此可以分别算出各种结构相应的阻尼调整系数和形状系数（参见表1）。为了考察由于阻尼比较低所引起的

钢结构相对于混凝土结构的地震力提高程度，将表l中的参数值代入图l中的地震影响系数曲线公式，然后将曲线平台段和5倍特征周期处钢结构和混凝土结构地震影响系数值相比得到前者相对于后者的地震力提高系数，列于表2中。可见12层以上的钢结构因阻尼比更低而提高系数更高，即便是12层以下的钢结构地震力也提高达10％以上。这显然会造成用钢量上升，而钢结构延性好的优势得不到发挥。

3.1.2 《建筑工程抗震性态设计通则》

(CECSl60)

该通则规定的阻尼比为0.05的结构地震影响系数曲线见图2，当阻尼比不是0.05时，其附录D中给出了阻尼修正的方法。该通则规定混凝土结构的阻尼比取0.05，钢结构取=0.02，通过计算可以得到，经阻尼修正得到的钢结构地震影响系数steel与混凝土结构地

震影响系数concrete在Tg到10Tg范围内比值的平均值约为1.247。

与抗震规范GB5001l-2001不同，该通则在计算水平地震作用FEK时引入了结构系数

C(参见表3)，以考虑不同抗震结构体系之间耗能能力的差异的影响，即

FEKCnk1Gef1 （9）

式中，n为水平地震影响系数的增大系数，与结构基本自振周期有关；k为地震系数，

为设计地震加速度与重力加速度的比值；G

ef1为相应于结构基本振型的有效重力荷载。

由表3可见，通则CECSl60在结构影响系数中考虑了结构材料对抗震性能的影响，因此为了估计钢结构与混凝土结构地震作用水平的差异，需要针对不同结构体系计算结构系数比值Csteel/Cconcrete与地震影响系数比值steel/concrete的乘积即为地震力提高系数(见表4)。可

以看出，CECSl60通过结构系数将钢结构地震作用降低下来，反映了钢结构延性的有利影响。

3.1.3 美国AISC2002

式(9)中结构系数C的引入借鉴了国外的有关规定。如美国钢结构抗震设计规AlSC2002中即结构底部剪力V中已考虑了结构系数R，即

V

CvIRT

W

2.5CaIR

W

（10）

且0.11CaIWV

式中：W——结构总重；

I——结构重要性系数；

Ca，Cv——地震系数(与场地土和地震区域(烈度)有关)。

表5中给出了各种结构体系的结构系数R取值，其中特殊框架SMF比一般框架OMF的抗震要求严格。特别地，针对钢结构，要求一般钢框架OMF满足： （1）梁柱连接抗弯承载力

（2）梁柱节点

p0.01rad(要求通过试验证明)

MuMp1.1RyMpVu

21.1RyFyZ

l

V01.2D0.5L0.2S

（11）

p0.03radASR/R(RE1RE2)RuRp

（12）

式中：Mu——连接抗弯承载力；

M

p

——钢梁塑性弯矩；

Ry——钢材超强系数；

p——塑性转动能力。

而要求特殊钢框架SMF满足： （1）梁柱连接承载力

MuMp（要求通过试验证明）

（13） （14）

Vu

21.1RyFyZ

l

V0

（2）梁柱节点

p0.03rad(要求通过试验证明)

（15）

（3）另外还有节点域要求、梁柱截面宽厚比限值、强柱弱梁要求和节点梁翼缘约束要求。 式中：V0——由1.2D0.5L0.2S产生的剪力；

l——塑性铰之间的距离；

Z——构件截面塑性抵抗矩。

表6中给出了各种结构体系相对于OMF和一般支撑框架的地震作用降低系数，可见不同结构体系之间的耗能能力相差很大，只有通过结构系数来调整其地震作用，才有可能在基

于小震的弹性设计时发挥特殊框架等结构体系的潜力，取得良好的经济效益。

3.1.4 建议

借鉴《建筑工程抗震性态设计通则》CECSl60和美国钢结构抗震设计规程AISC2002的做法，同时在尽可能维持现行抗震规范体系不变的条件下，建议针对钢结构体系作如下调整：

（1）地震作用计算按现行抗震规范规定不变； （2）结构弹性变形验算按现行抗震规范规定不变； （3）结构承载力验算引入结构体系调整系数

SR/(RE1RE2)

（16）

式中：RE1——结构体系承载力调整系数；

RE2——结构构件承载力调整系数(建议取统一值或与RE1合并而取消)，具体原因在

下一节讨论。

同时建议将钢结构体系按照耗能能力分为四类，每类的结构体系承载力调整系数取相同值，参见表7。按上述建议调整后钢结构相对混凝土结构的地震力提高系数经计算列于表8，可见Ⅰ类结构仍维持在现行抗震规范的地震力水平上，Ⅱ至Ⅳ类结构由于采取了特定的梁柱节点抗震措施和特定的结构体系，结构耗能能力和延性有充分的保证，其地震力可以降低，以提高其经济指标。

3.2 钢结构梁柱刚性连接抗震设计

1994年美国北岭地震和1995年日本阪神地震中出现了大量的钢结构梁柱刚性连接脆性断裂的破坏现象，造成了巨大的经济损失。在此以后国际上进行了大量的研究，提出了许多卓有成效的改进措施，可以有效地提高构件延性，避免节点连接发生脆性破坏，这些成果尚未被纳入现行规范。

图3所示为目前我国钢结构中最常用的梁柱刚性连接形式——栓焊混合连接，它具有构造简单施工方便的优点。但这种形式的节点在美国北岭地震和日本神户地震中出现严重的脆性断裂现象(参见图5)，为此美国学者研究发现在梁腹板和抗剪板之间补焊(参见图4)可以有效地提高节点塑性转动能力。也可以采用图6所示的梁一梁拼接型式以避免现场焊接带来的梁柱连接缺陷。

除了图5和图6给出的两种传统的改进形式外，研究者还提出几种新的改进形式：图7给出了梁端加盖板和加腋的形式，目的是通过局部加强梁端抗弯承载力来避免梁柱连接的脆性破坏；图8给出的狗骨式设计则反其道而行之，通过削弱粱端部分截面，使得梁端塑性集中在截面削弱处，从而同样达到保护梁柱连接的目的；图9给出的同步塑性设计是对狗骨式设计的改进，即考虑到离梁端越远弯矩越小，采用狗骨式设计塑性只能发生在很小的范围内，而根据弯矩减小的情况来逐步削弱截面，可以使截面削弱的主要区段可以同步进入塑性，可以有效增强情况其塑性耗能能力。

值得指出的是，各种改进形式都带来施工上的不便和材料上的浪费，因而其经济性显然不如传统形式高。从经济适用的原则看，不应因噎废食，对所有梁柱连接都采取改进形式，造成不必要的浪费。根据前节表7的建议，不同的结构体系可以选用不同大小的结构体系承载力调整系数值，从而对梁柱节点的塑性转动能力有不同的要求，因而栓焊混合连接仍可以

按照的一定的方式得到应用。

另外，现行抗震规范中采用的承载力抗震调整系数RE(即式3中的RE2)对不同钢构件和连接取值不一致，使得“强节点弱杆件”的抗震设计原则很难满足，给设计带来困难，因此在工程界和学术界引起广泛的关注和热烈的讨论。如前文所述，本文建议取统一值或与RE1合并而取消。

在提出梁柱刚性连接抗震设计建议之前，首先讨论一下抗震设计原则。对于结构，我国采用“小震不坏，中震可修，大震不倒”的设计原则，具体落实到设计规范上采用按小震设计按大震验算的方法。这一原则和相应的方法同样适用于指导梁柱连接的设计，针对强震中发现的钢结构脆性断裂现象，本文认为钢结构连接的抗震设计原则应为“小震不坏，大震能确保被连接构件充分发生延性而不断裂”，设计方法上仍采取按小震弹性设计，按大震弹塑性

验算。但由于梁柱连接的受力和变形条件非常复杂，目前仍难以仅通过分析手段来保证节点的延性。美国联邦紧急管理署的报告FEMA350建议，对于几种已有较多试验结果的节点形式可以认为其有可靠的延性，而对于其他节点形式需要通过试验来验证其延性是否达到规范的要求。考虑到我国国情，不宜按AISC2002那样强制要求进行节点试验，而宜采用FEMA350的规定方式。

按照抗震概念设计，地震烈度越高，对结构的延性要求也越高，因而在连接形式的选用应与地震烈度联系起来，否则按照表7的建议，虽然在逻辑上是可行的，但选用延性差的连接形式即意味着要限制结构进入塑性的程度，这就需要加大构件和连接尺寸，造成用钢量上升。

基于上述考虑，本文提出如下梁柱刚性连接的抗震设计建议： （1）连接形式

1 7度区：采用传统形式 ○

2 8度区：采用传统形式或采用改进形式 ○

3 9度区：采用改进形式 ○

其中，传统形式(TMF)——栓焊连接；传统改进形式(TIMF)——现场腹板补焊，工厂全焊外伸段；改进形式(IMF)——加强板或狗骨式。

（2）验算公式

1 小震SR/ (即式16) ○R2 大震RuRp ○

其中：Ru——连接断裂(抗弯、抗剪)承载力，采用材料抗拉强度最小值计算；

Rp——构件屈服承载力，采用材料屈服强度计算；

——安全系数，按表9取值

（3）材料要求

1 采用Q235和Q345 ○

2 增加冲击韧性要求 ○

结语：钢结构虽然具有强度高、延性好、耗能性好、质量轻等等优势被广泛应用于现代各种大型建筑中，但是我们必须注意的是好的设计方法，设计思路和研究成果仍然是决定结构设计的成败。结合新的钢结构抗火和抗震研究成果，将其应用于钢结构的设计中，不仅能节省钢材，降低造价，还能更为安全的服务于社会。

参考文献：

[1].牛莉.我国高层钢结构的发展.山西建筑，2009，9. [2].崔鸿超.高层建筑钢结构在我国的发展.建筑结构学报.

[3].李国强.现代钢结构抗火设计方法.消防科学与技术，2002，21(1). [4].李国强.钢结构抗火设计方法的发展.钢结构，2000，15(3).

[5].李国强，孙飞飞.关于多高层钢结构抗震存在的问题及建议.工程结构设计安全与可持续发展研讨会,2010.

高层钢结构分析中的若干讨论

摘要：随着经济社会的不断发展，越来越多的高层乃至超高层建筑拔地而起。而钢结构质量轻、延性好、强度高等特点加上成熟的设计计算方法使其在建筑中的应用越来越广泛，几乎所有的超高层建筑都会全部或部分采用钢结构的结构形式。我国的钢结构起步较晚，但发展非常迅速。影响钢结构造价及发展的因素主要是其抗火防腐的成本占到工程总造价相当大的比例，因此高层钢结构抗火防腐问题在很长一段时间内会成为重点研究对象。抗震一直是地震区建筑结构设计的核心问题，钢结构虽然具有较好的抗震性能，但也和良好的设计方法密不可分。本文将从我国高层钢结构的发展、高层钢结构的抗火和抗震问题结合所查阅的文献资料进行阐述。

关键词：结构形式；钢结构抗火；钢结构抗震

Some arguments in the analysis of high-rise steel structure

Abstract: With the development of economy , more and more high-rise as well as super high-rise buildings are being constructed. Most of the high-rise buildings and almost all the super high-rise buildings use steel structure because of its light quality, enough ductility and high strength. The use of steel structure in China began late , but developed rapidly. The obstruction of steel structure is its cost of resisting fire and corrosion , so the research of resisting fire and corrosion has been carried out for a long time. Seismic resistance of building structures has always been a key point in seismic area, although steel structure has a good performance in earthquake, a reasonable design method also matters. This paper introduces the development of high-rise steel structures in our country and some achievements in resisting fire and earthquake combining with literature the author read.

Key words: type of Structure；fire resistance of steel structure；seismic resistance of steel structure

1 我国高层钢结构的发展

高层钢结构建筑是一个国家经济实力和科技水平的反映，又往往被当作一个城市标志性建筑。我国高层钢结构起步较晚，但发展迅速。20世纪80年代至今已建成和在建高层钢结构达80多幢，总面积约600万m2，钢材用量60多万吨，包括正在规划和建设的已有100幢高层钢结构。最近北京、上海在建和新建高层钢结构就超过10幢。一些重要的工程如：香港中国银行大厦、首都国际机场、上海金茂大厦、中央电视台新址大楼已经成为我国科技进步的象征，在国内外产生了一定的影响。同时，与此相应的高层钢结构的科学研究、设计及施工等方面均取得了较大进展，在钢结构制作和安装方面都达到了较高的水平。

高层钢结构的结构体系主要以抗侧力构件的形式、材料、受力性能等因素区分。例如纯框架、框架—支撑、框架—混凝土剪力墙（核芯筒）、筒体、巨型框架等结构形式在我国已建和在建的高层钢结构中均被采用了。

1.1 纯框架结构

1983年开始策划与设计的北京长富宫中心工程是我国最早起步的26层钢结构，由中日合作设计，考虑到当时国内缺乏制作与安装的经验，采用了最简单的结构形式与节点作法，以易于保证工期和质量，对于柱网较大的26层钢结构，纯框架的水平刚度显然比较小，自振周期为2.9（3.2）s，150gal地震波作用下层间位移是1/250，300gal地震波作用下层间位移是1/95。当时，我国尚无高层钢结构设计规程，参考国外规定，层间位移角限制在常遇地震作用时为1/200，罕遇地震作用时为1/100。

纯框架结构的优点是整体刚度均匀，制作安装简单，但仅用于20层或以下的高层建筑

为宜。

1.2 框架—支撑（带边框剪力墙）结构

这种体系在高层钢结构中应用最多，它的特点是框架与支撑系统协同工作承担水平力，罕遇地震中若支撑系统破坏，尚可内力重新分布由框架承担水平力，即所谓两道抗震防线。

设计时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。中国工商银行总行办公楼共12层总高48.3m，由于柱网大且不规则，需要支撑协同工作，采用了适量的延性较好的偏心支撑是比较合理的。上海瑞金大厦1—9层是钢骨混凝土结构，以上是钢结构，一个方向采用带边框剪力墙，另一方向采用钢支撑组成框剪体系结构。京广中心采用了带边框预制带缝剪力墙。一般都依据结构特点与设计者及施工单位的习惯作法而确定抗水平力构件体系。

对于从40—60层的这种形式（全钢）结构的用钢量大约120~140kg/m2。

1.3 筒体结构

筒体结构是超高层结构中受力性能较好的结构体系。内外筒均形成较强的抗弯刚度。共同承受水平力的作用，可以形成两道抗震防线的效果。目前美国的希尔斯大厦就是典型的多筒结构。北京国贸中心是39层筒中筒结构，外框是密柱网可构成空间作用，内筒是带支撑的钢框架结构，整个结构有较均匀和足够的刚度及较好的延性。一般外框筒应承受最少30—40%的水平力为宜。

1.4 巨型框架

近年来发展的巨型框架结构形式在超高层建筑结构中发挥了很大优势，受到了广大结构工程师与建筑师的欢迎。其中外露的巨型框架—支撑体系丰富了建筑立面而成为目前建筑上一种时髦的处理手法。例如香港中国银行，其建筑与结构设计的配合是成功的。国内的上海证券大厦，该建筑28层总高128m，由国外设计，对于这种高度用常规的框架也完全可以，但按建筑师要求，做成巨型框架—支撑（外露）体系。该结构是在相距63m的两个塔楼的19层—26层用横向框架—支撑结构体相连，9层以下由裙房连接，构成四框形巨型框架—支撑体系，塔楼及横向63m框架—支撑体系都是6层楼一个节间，由玻璃幕墙将此巨型框架与内部梁、板、柱隔开，塔楼内有钢筋混凝土核心筒，在外围有的是借用巨型框架柱、有的是以独立钢柱作为竖向承重构件。整个结构长边为105m，有较强的刚度，自振周期是1.5s，短边方向为36m，抗侧力主要靠14m宽的核心筒，水平刚度较小，自振周期是2.9s。巨型框架的柱、梁、斜撑均为很大的箱形截面，钢结构部分用钢量约为9300t，地上面积81000m2，平均115kg/m2与同高度的纯钢结构比较也属偏高的。该结构的主要问题是刚度很大的外巨型框架系统与塔楼内部的负荷楼层之间主要靠每层八根H梁60322814.910.5型钢的弱轴方向截面(无楼板)传递水平力，塔楼内部荷载很大，产生的地震力很难靠如此微弱的连接传给水平刚度很大的巨型框架。这种将主要抗侧力构件与负荷楼面严重脱节的处理方法与抗震设计原则不很相符。所以，采用巨型框架对设计者提出了更高的要求，如何合理地发挥其建筑效果及抗震效果的共同优势将取决于设计者的水平及经验。

1.5 钢框架—钢筋混凝土核芯筒混合结构（简称为钢—混凝土筒混合结构）

这种结构形式在近年来被大量高层钢结构工程采用，从自重轻，施工速度快方面它优于

混凝土结构，从造价方面它优于纯钢结构。于是被业主优先考虑，国外设计者也就入乡随主了。应该说作为业主，主要着眼于经济，作为结构设计师还要更着重于结构功能合理性的分析。

钢—混凝土筒混合结构的构成大致有以下几种情况：

（1）外钢框架柱网较密（一般在4m以下），平面比较规则（方形、圆形），可形成外框筒的空间作用，承担不少于30—40%的水平力，楼层与内外筒均有较好的连接，使内、外筒发挥协同作用，达到较好的抗震效果。

（2）外钢框架柱较多，分别通过跨度不大的梁（楼层）与核心筒中对应的墙体形成一定的协同作用，构成平面框架剪力墙体系，共同保证一定的水平刚度，也可通过设置层带状桁架加强水平刚度，节点连接设计合理，这种结构也能够适应常遇以致罕遇地震的作用。

还应考虑到，对于地震区，在我国《建筑抗震设计规范》及某些国外抗震设计的规定中提出的任一层框架部分能承受的总剪力，不应小于底部总剪力的0.2的要求，以保证在大震时钢筋混凝土剪力墙核心筒刚度退化后框架部分能够承受一定的地震力。

（3）外框柱网很大，钢柱只能承担垂直荷载，与核心筒的连接只是很少几根端部铰接的钢梁，构成结构水平刚度的只是核心筒，这种外框与内筒的关系，从抗水平力角度讲不是协同作用而是依附作用，地震力、风力完全由核心筒承担，在罕遇地震作用时如果发生核心筒的严重破坏或大变形，外框柱随之失稳，整个结构或局部造成倒塌的结局是有可能的。

对于超高层的钢—混凝土筒混合结构，要求层间位移满足一定限值是必要的，除此之外，还应根据抗震设计的原则及规范的有关条件全面的进行评价。

钢—混凝土筒混合结构在国外采用的不多，日本仅有一栋30层的建筑采用过，由于对其抗震性能有不同看法，尚没有建第二栋。近几年外国设计者在我国的高层建筑设计中几乎都采用这种形式，越来越高，有的与中国规范规定不符，有的明显的不符合抗震设计原则。

因此，如何估量这种结构的抗震性能及适用的高度与条件以及需注意的要点，应作进一步科学的探讨。

1.6 水平带状支撑及帽状支撑的设置及作用

超高层结构中设置带状及帽状支撑形成刚性层以增强水平刚度是有效的做法。但其效果也取决结构的形式及材料。当内筒外框都是混凝土结构（或是钢结构），带状支撑的设置相对于各层可以构成较好的刚性层，一般可以提高水平刚度15—20%，而同一建筑若内筒为混凝土，外框为钢框架，以铰接相连，当设置同等带状支撑只可提高水平刚度3—5%。 2 高层钢结构抗火

2.1 火灾对钢结构的危害

钢材虽为非燃烧材料，但钢不耐火。温度为400℃时，钢材的屈服强度将降至室温下强度的一半，温度达到600℃时，钢材基本丧失全部强度和刚度。因此，当建筑采用无防火保护措施的钢结构时，一旦发生火灾，结构很容易遭到破坏。例如，1967年美国蒙哥马利市的某饭店发生火灾，钢结构屋顶被烧塌；1970年美国50层的纽约第一贸易办公大楼发生火灾，楼盖钢梁被烧扭曲10cm左右；1990年英国一幢多层钢结构建筑在施工阶段发生火灾，造成钢梁、钢柱和楼盖钢桁架的严重破坏；1993年我国福建泉州一座钢结构冷库发生火灾，

造成3600m2的库房倒塌；1996年江苏省昆山市的一轻钢结构厂房发生火灾，4320m2的厂房烧塌；1998年北京某家具城发生火灾，造成该建筑(钢结构)整体倒塌。最为巨大的一次灾难性事件则是2001年美国的“911”事件中倒塌的世贸中心，大部分分析表明大楼的整体倒塌是由于飞机撞击后，大楼开始燃烧，高温使钢材失去承载能力。

2.2 结构耐火极限

长期以来，建筑防火被认为是建筑师设计时需考虑的问题，结构工程师设计时考虑结构防火(对结构更适合称抗火)问题的不多。确实，建筑的防火分隔、避难层的设置、安全疏散出口的布置等为建筑防火设计问题，目的在于减轻火灾损失，减少人员伤亡。然而，作为防火分隔的防火墙靠结构支承，如果火灾中支承结构破坏，防火墙也起不了防火分隔作用；还有避难层下的结构如果达不到耐火时间要求而破坏，造成的人员伤亡将更为严重；此外，建筑结构构件（如梁、楼板、楼梯等）在火灾中如果破坏，会影响人员的疏散和消防人员进入建筑内灭火。因此各国建筑防火设计规范都有建筑结构构件耐火时间（或耐火极限）的规定。

2.3 钢结构抗火设计的目标与意义

钢结构抗火设计的目标就是使结构构件的实际耐火时间大于或等于规定的耐火极限。钢虽为非燃烧材料，但不耐火，在火灾高温下，结构钢的强度和刚度都将迅速降低，而火灾升温迅速，故无防火保护的钢构件在火灾中很容易破坏。因此钢结构抗火设计的一般要求是：如何定量地确定防火保护措施，使得钢结构构件的耐火时间大于或等于规定的耐火极限。

进行结构抗火设计具有如下意义：

（1）减轻结构在火灾中的破坏，避免结构在火灾中局部倒塌造成灭火及人员疏散困难；

（2）避免结构在火灾中整体倒塌造成人员伤亡；

（3）减少火灾后结构的修复费用，缩短灾后结构功能恢复周期，减少间接经济损失。

2.4 传统钢结构抗火设计方法

传统上，建筑结构构件的耐火时间由试验确定。进行建筑防火设计时，涉及到结构构件，只要对比试验得出的耐火时间是否满足规定的耐火极限即可，因此结构工程师关于将结构抗火计算与设计的观念较为浅薄。实际上，将构件从构件中孤立出来，施加一定的荷载，然后按一定的升温曲线加温，来测定构件耐火时间的方法，存在很多问题。首先，构件在结构中的受力，很难通过试验模拟，实际构件受力各不相同，试验难以概全，而受力的大小对构件耐火时间的影响较大；其次，构件在结构中的端部约束在试验中难以模拟，而端部约束也是影响构件耐火时间的重要因素；再次，构件受火在结构中会产生温度应力，而这一影响在构件试验中也难以准确反映。正是注意到试验的上述缺陷，结构抗火设计方法已开始从基于试验的传统方法，转为基于计算的现代方法，特别是英国、瑞典、美国、日本等从20世纪70年代就大量开展了考虑上述诸因素的结构抗火计算与设计方法的研究工作。

从以前发生的钢结构建筑火灾案例可以发现两类现象，一类为有防火保护的钢结构在火灾中因没有达到预期的耐火时间而破坏，另一类为有防火保护的钢结构在超过预期耐火时间的火灾中并没有破坏。经分析，造成这两类现象虽有实际火灾升温与标准火灾升温不一致的原因，但另一个重要原因是，由试验确定的构件耐火时间，不能完全代表构件在真实结构中的耐火时间，从而造成不安全或过于保守使材料浪费的后果。因此通过计算进行钢结构的抗火设计，其意义是显著的，实际上，目前英国、瑞典、美国、日本、澳大利亚、欧盟等国家

或国际组织都专门编制了钢结构抗火设计规范，其中均规定了进行结构抗火计算的内容。

2.5 基于计算的现代钢结构抗火设计方法

2.5.1 基本思想与方法

基于计算的钢结构抗火设计方法可以免除传统的基于试验的钢结构抗火设计方法所存在的问题，目前已被各国普遍接受并在设计规范中采纳。这种钢结构的抗火设计方法以高温下构件的承载力极限状态为耐火极限判断，考虑温度内力的影响，在我国第一部钢结构抗火设计标准《上海市钢结构防火技术规程》中即采纳了这种方法，其计算过程如下：

（1）采用确定的防火措施，设定一定的防火被覆厚度；

（2）计算构件在确定的防火措施和耐火极限条件下的内部温度；

（3）采用确定高温下钢的材料参数，计算结构中该构件在外荷载和温度作用下的内力；

（4）进行荷载效应组合；

（5）根据构件和受载的类型，进行构件抗火承载力极限状态验算；

（6）当设定的防火被覆厚度不合适时(过小或过大)，可调整防火被覆厚度，重复上述步骤。

2.5.2 火灾下钢构件的内部温度

火灾下为满足结构耐火极限要求，一般需对钢构件进行防火保护。目前的主要防火措施为包覆防火涂料或防火板。由于钢材导热性好，采取防火保护的钢构件的内部温度可假定为均匀分布，再由火灾环境传入钢构件的热量应等于钢构件升温所吸收的热量，可建立火灾条件下钢构件升温微分方程。求解该方程并加以近似简化，可得标准火灾升温条件下，钢构件的内部温度Ts(C)随火灾发生后时间t(s)变化的计算公式：

Ts(t)0.2)tTSO （1）

式中：Ts——钢构件的内部温度，C；

TSO——火灾前构件的初始温度，一般取20C。 B

11ciiFi

2cssViFidiV （2）

式中：cs——钢材的比热，J/(kgK)；

s——钢材的密度，kg/m；

V——单位长度构件的体积，m/m； 33

ci——保护层的比热，J/(kgK)；

i——保护层的密度，kg/m；

Fi——单位构件长度的保护层内表面积，m/m；

di——保护层厚度，m； 23

i——保护层的导热系数，W/(mK)。

2.5.3 高温下钢材的材料参数

对钢构件抗火承载力极限状态有重要影响的高温钢材材料参数主要为屈服强度与弹性

模量。研究表明，不同钢材的高温材料参数值会有较大差别，建议对各种钢材专门研究其高温材料参数，以用于由其做成构件的抗火计算。

以下仅介绍欧洲钢结构协会推荐的钢材高温材料参数计算公式：

fyT

fy

ET1TS767ln(TS17509 (Ts600C ))725（3） E17.210

12TS11.810TS34.510TS15.910TS143 （4） (Ts600C)

式中：fyT、fy——分别为高温和常温下钢材的屈服强度；

ET、E——分别为高温和常温下钢材的弹性模量；

Ts——钢材温度，C

2.5.4 火灾条件下荷载效应组合

由于火灾是偶然事件，进行结构抗火设计考虑的荷载效应应小于正常设计所采用的荷载效应。按火灾条件下取结构正常使用时最可能出现的荷载的原则，同时考虑火灾引发的温度内力和伴随的风载，得出如下结构抗火设计的荷载效应组合式：

SGCGGkQiCQiQikWCWWkFCF(T) i（5）

式中：S——荷载组合效应；

Gk——永久荷载标准值；

Qik——楼面或屋面活载(不考虑屋面雪载)标准值；

Wk——风载标准值；

T——构件或结构的温度变化(考虑温度效应)；

G——永久荷载分项系数，取1.0；

Qi——楼面或屋面活载分项系数，取0.7；

W——风载分项系数，取0或0.3，选不利情况；

F——温度效应的分项系数，取1.0；

CG——永久荷载效应系数；

CQi——楼面或屋面活载效应系数；

CW——风载效应系数；

CF——温度效应系数。

2.4.5 钢构件抗火承载力极限状态验算

由高温下钢材的材料参数，按类似于常温下各类钢构件极限承载力的确定方法，可得高温下各种基本钢构件的极限承载力，进而可进行钢构件抗火承载力极限状态验算。下面给出文献所采用的验算公式。

（1）轴心受压构件

N

TATRf （6）

式中：N——火灾下构件所受的轴压力设计值；

A——柱的毛截面面积；

T——高温下轴心受压构件的稳定系数：T；

——系数，根据构件的长细比和温度取用；

根据现行钢结构设计规——温下对应长细比和截面类型的轴心受压柱的稳定系数，

范有关规定确定。

（2）受弯构件

Mx

bTWxTRf （7）

式中：Mx——火灾下梁的最大弯矩设计值；

Wx——绕x轴的毛截面抵抗矩；

bT——高温下钢梁的整体稳定系数：bTbb；

b——系数，按下式确定

TS0.46)(0CTS500C)b1.1500.154sin( 460

1.2920.6252104(T500)2(500CT600C)SSb

TS——钢梁的平均温度；

b——常温下对应长细比和截面类型的钢梁的整体稳定系数，根据现行钢结构设计

规范有关规定确定。

 当bT0.6时，按下式将bT修正为bT

（3）偏心受压构件 1.51.10.4646/bT0.1269/bT bT

NxTAmMxxWx(10.8N/NEXT)NTRf （8a） （8b） yTAtMxbTWxTRf

式中：N，Mx——分别为火灾下偏心受压构件轴力和最大弯矩设计值；

m，t——等效弯矩系数，根据现行钢结构设计规范有关规定确定；

xT，yT——分别为高温下弯矩作用平面内及平面外轴压构件整体稳定系数；

bT——高温下均匀受弯构件整体稳定系数；

NEXT——高温下弯矩作用平面内的欧拉临界力：NEXT

x——件弯矩作用平面内柱的长细比。 ETxA22

3 高层钢结构抗震

我国钢产量连年超万亿吨，促使我国的钢结构产业政策由长期以来实行的“节约钢材”转变为“合理用钢”、“鼓励用钢”，建筑钢结构迎来了蓬勃发展的大好时机。我国大中城市多为地震区，需要进行抗震设计。国内外对钢结构抗震的研究一直很活跃，特别是美国北岭地震和日本阪神地震以来，针对震害现象作了大量研究，提出了新的抗震措施。新世纪之初，我国完成了对建筑结构主要设计规范的修订工作，把我国结构设计水平提高到一个新的台阶。《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99也在紧锣密鼓地修订之中。《建筑抗震设计规范》GB50011-2001的应用中发现钢结构抗震设计仍存在一些问题，一方面造成结构用钢量较大，阻碍了钢结构推广，另一方面造成结构设计不合理，影响了钢结构的抗震性能，这些问题引起了钢结构工程界的广泛关注。

3.1 多高层钢结构的地震作用

我国抗震规范自89规范起采用基于小震的弹性设计方法，相当于将设防烈度考虑结构延性予以降低的效果，但多高层钢结构尚未列入89规范，因此当时所考虑的结构延性水平是以混凝土结构为基础的，2001年修订的抗震规范GB50011中列入了多高层钢结构，但沿用了89规范的基于小震的弹性设计方法。钢结构的延性优于混凝土结构，但在抗震规范中没有得到体现。另外，钢结构在弹性阶段阻尼比较小，按现行抗震规范的计算方法，在考虑结构延性以后降低的同时又因阻尼比降低而加大。上述两个原因导致同样条件下的钢结构地震作用高于混凝土结构，使得钢结构用钢量偏高。本节将分别考察现行抗震规范GB5001l和《建筑工程抗震性态设计通则》(CECSl60)中钢结构相对于混凝土结构的地震作用提高系数，然后介绍美国AISC规程针对不同结构体系降低地震作用的做法。在此基础上针对我国钢结构的抗震设计规定，提出在结构承载力验算时引入结构体系调整系数的改进建议。

3.1.1 抗震规范GB50011—

2001

抗震规范GB50011-2001中的地震影响系数曲线如图1所示。阻尼比于混凝土结构取0.05，对于12层及以下钢结构取0.035，对于12层以上钢结构取0.02。由此可以分别算出各种结构相应的阻尼调整系数和形状系数（参见表1）。为了考察由于阻尼比较低所引起的

钢结构相对于混凝土结构的地震力提高程度，将表l中的参数值代入图l中的地震影响系数曲线公式，然后将曲线平台段和5倍特征周期处钢结构和混凝土结构地震影响系数值相比得到前者相对于后者的地震力提高系数，列于表2中。可见12层以上的钢结构因阻尼比更低而提高系数更高，即便是12层以下的钢结构地震力也提高达10％以上。这显然会造成用钢量上升，而钢结构延性好的优势得不到发挥。

3.1.2 《建筑工程抗震性态设计通则》

(CECSl60)

该通则规定的阻尼比为0.05的结构地震影响系数曲线见图2，当阻尼比不是0.05时，其附录D中给出了阻尼修正的方法。该通则规定混凝土结构的阻尼比取0.05，钢结构取=0.02，通过计算可以得到，经阻尼修正得到的钢结构地震影响系数steel与混凝土结构地

震影响系数concrete在Tg到10Tg范围内比值的平均值约为1.247。

与抗震规范GB5001l-2001不同，该通则在计算水平地震作用FEK时引入了结构系数

C(参见表3)，以考虑不同抗震结构体系之间耗能能力的差异的影响，即

FEKCnk1Gef1 （9）

式中，n为水平地震影响系数的增大系数，与结构基本自振周期有关；k为地震系数，

为设计地震加速度与重力加速度的比值；G

ef1为相应于结构基本振型的有效重力荷载。

由表3可见，通则CECSl60在结构影响系数中考虑了结构材料对抗震性能的影响，因此为了估计钢结构与混凝土结构地震作用水平的差异，需要针对不同结构体系计算结构系数比值Csteel/Cconcrete与地震影响系数比值steel/concrete的乘积即为地震力提高系数(见表4)。可

以看出，CECSl60通过结构系数将钢结构地震作用降低下来，反映了钢结构延性的有利影响。

3.1.3 美国AISC2002

式(9)中结构系数C的引入借鉴了国外的有关规定。如美国钢结构抗震设计规AlSC2002中即结构底部剪力V中已考虑了结构系数R，即

V

CvIRT

W

2.5CaIR

W

（10）

且0.11CaIWV

式中：W——结构总重；

I——结构重要性系数；

Ca，Cv——地震系数(与场地土和地震区域(烈度)有关)。

表5中给出了各种结构体系的结构系数R取值，其中特殊框架SMF比一般框架OMF的抗震要求严格。特别地，针对钢结构，要求一般钢框架OMF满足： （1）梁柱连接抗弯承载力

（2）梁柱节点

p0.01rad(要求通过试验证明)

MuMp1.1RyMpVu

21.1RyFyZ

l

V01.2D0.5L0.2S

（11）

p0.03radASR/R(RE1RE2)RuRp

（12）

式中：Mu——连接抗弯承载力；

M

p

——钢梁塑性弯矩；

Ry——钢材超强系数；

p——塑性转动能力。

而要求特殊钢框架SMF满足： （1）梁柱连接承载力

MuMp（要求通过试验证明）

（13） （14）

Vu

21.1RyFyZ

l

V0

（2）梁柱节点

p0.03rad(要求通过试验证明)

（15）

（3）另外还有节点域要求、梁柱截面宽厚比限值、强柱弱梁要求和节点梁翼缘约束要求。 式中：V0——由1.2D0.5L0.2S产生的剪力；

l——塑性铰之间的距离；

Z——构件截面塑性抵抗矩。

表6中给出了各种结构体系相对于OMF和一般支撑框架的地震作用降低系数，可见不同结构体系之间的耗能能力相差很大，只有通过结构系数来调整其地震作用，才有可能在基

于小震的弹性设计时发挥特殊框架等结构体系的潜力，取得良好的经济效益。

3.1.4 建议

借鉴《建筑工程抗震性态设计通则》CECSl60和美国钢结构抗震设计规程AISC2002的做法，同时在尽可能维持现行抗震规范体系不变的条件下，建议针对钢结构体系作如下调整：

（1）地震作用计算按现行抗震规范规定不变； （2）结构弹性变形验算按现行抗震规范规定不变； （3）结构承载力验算引入结构体系调整系数

SR/(RE1RE2)

（16）

式中：RE1——结构体系承载力调整系数；

RE2——结构构件承载力调整系数(建议取统一值或与RE1合并而取消)，具体原因在

下一节讨论。

同时建议将钢结构体系按照耗能能力分为四类，每类的结构体系承载力调整系数取相同值，参见表7。按上述建议调整后钢结构相对混凝土结构的地震力提高系数经计算列于表8，可见Ⅰ类结构仍维持在现行抗震规范的地震力水平上，Ⅱ至Ⅳ类结构由于采取了特定的梁柱节点抗震措施和特定的结构体系，结构耗能能力和延性有充分的保证，其地震力可以降低，以提高其经济指标。

3.2 钢结构梁柱刚性连接抗震设计

1994年美国北岭地震和1995年日本阪神地震中出现了大量的钢结构梁柱刚性连接脆性断裂的破坏现象，造成了巨大的经济损失。在此以后国际上进行了大量的研究，提出了许多卓有成效的改进措施，可以有效地提高构件延性，避免节点连接发生脆性破坏，这些成果尚未被纳入现行规范。

图3所示为目前我国钢结构中最常用的梁柱刚性连接形式——栓焊混合连接，它具有构造简单施工方便的优点。但这种形式的节点在美国北岭地震和日本神户地震中出现严重的脆性断裂现象(参见图5)，为此美国学者研究发现在梁腹板和抗剪板之间补焊(参见图4)可以有效地提高节点塑性转动能力。也可以采用图6所示的梁一梁拼接型式以避免现场焊接带来的梁柱连接缺陷。

除了图5和图6给出的两种传统的改进形式外，研究者还提出几种新的改进形式：图7给出了梁端加盖板和加腋的形式，目的是通过局部加强梁端抗弯承载力来避免梁柱连接的脆性破坏；图8给出的狗骨式设计则反其道而行之，通过削弱粱端部分截面，使得梁端塑性集中在截面削弱处，从而同样达到保护梁柱连接的目的；图9给出的同步塑性设计是对狗骨式设计的改进，即考虑到离梁端越远弯矩越小，采用狗骨式设计塑性只能发生在很小的范围内，而根据弯矩减小的情况来逐步削弱截面，可以使截面削弱的主要区段可以同步进入塑性，可以有效增强情况其塑性耗能能力。

值得指出的是，各种改进形式都带来施工上的不便和材料上的浪费，因而其经济性显然不如传统形式高。从经济适用的原则看，不应因噎废食，对所有梁柱连接都采取改进形式，造成不必要的浪费。根据前节表7的建议，不同的结构体系可以选用不同大小的结构体系承载力调整系数值，从而对梁柱节点的塑性转动能力有不同的要求，因而栓焊混合连接仍可以

按照的一定的方式得到应用。

另外，现行抗震规范中采用的承载力抗震调整系数RE(即式3中的RE2)对不同钢构件和连接取值不一致，使得“强节点弱杆件”的抗震设计原则很难满足，给设计带来困难，因此在工程界和学术界引起广泛的关注和热烈的讨论。如前文所述，本文建议取统一值或与RE1合并而取消。

在提出梁柱刚性连接抗震设计建议之前，首先讨论一下抗震设计原则。对于结构，我国采用“小震不坏，中震可修，大震不倒”的设计原则，具体落实到设计规范上采用按小震设计按大震验算的方法。这一原则和相应的方法同样适用于指导梁柱连接的设计，针对强震中发现的钢结构脆性断裂现象，本文认为钢结构连接的抗震设计原则应为“小震不坏，大震能确保被连接构件充分发生延性而不断裂”，设计方法上仍采取按小震弹性设计，按大震弹塑性

验算。但由于梁柱连接的受力和变形条件非常复杂，目前仍难以仅通过分析手段来保证节点的延性。美国联邦紧急管理署的报告FEMA350建议，对于几种已有较多试验结果的节点形式可以认为其有可靠的延性，而对于其他节点形式需要通过试验来验证其延性是否达到规范的要求。考虑到我国国情，不宜按AISC2002那样强制要求进行节点试验，而宜采用FEMA350的规定方式。

按照抗震概念设计，地震烈度越高，对结构的延性要求也越高，因而在连接形式的选用应与地震烈度联系起来，否则按照表7的建议，虽然在逻辑上是可行的，但选用延性差的连接形式即意味着要限制结构进入塑性的程度，这就需要加大构件和连接尺寸，造成用钢量上升。

基于上述考虑，本文提出如下梁柱刚性连接的抗震设计建议： （1）连接形式

1 7度区：采用传统形式 ○

2 8度区：采用传统形式或采用改进形式 ○

3 9度区：采用改进形式 ○

其中，传统形式(TMF)——栓焊连接；传统改进形式(TIMF)——现场腹板补焊，工厂全焊外伸段；改进形式(IMF)——加强板或狗骨式。

（2）验算公式

1 小震SR/ (即式16) ○R2 大震RuRp ○

其中：Ru——连接断裂(抗弯、抗剪)承载力，采用材料抗拉强度最小值计算；

Rp——构件屈服承载力，采用材料屈服强度计算；

——安全系数，按表9取值

（3）材料要求

1 采用Q235和Q345 ○

2 增加冲击韧性要求 ○

结语：钢结构虽然具有强度高、延性好、耗能性好、质量轻等等优势被广泛应用于现代各种大型建筑中，但是我们必须注意的是好的设计方法，设计思路和研究成果仍然是决定结构设计的成败。结合新的钢结构抗火和抗震研究成果，将其应用于钢结构的设计中，不仅能节省钢材，降低造价，还能更为安全的服务于社会。

参考文献：

[1].牛莉.我国高层钢结构的发展.山西建筑，2009，9. [2].崔鸿超.高层建筑钢结构在我国的发展.建筑结构学报.

[3].李国强.现代钢结构抗火设计方法.消防科学与技术，2002，21(1). [4].李国强.钢结构抗火设计方法的发展.钢结构，2000，15(3).

[5].李国强，孙飞飞.关于多高层钢结构抗震存在的问题及建议.工程结构设计安全与可持续发展研讨会,2010.