日本钢结构抗震设计方法初探_蔡益燕.pdf

钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 13 日本钢结构抗震设计方法初探 蔡益燕 （中国建筑标准设计研究院，北京，100044） 提 要： 本文对日本钢结构抗震设计方法作简要介绍，并对美日抗震设计特点作对比 关键词： 钢结构；抗震设计；构造措施；吸收能力 1．引言 日本的钢结构抗震设计有“一次设计”和“二次设计”之分，但又不具有我们通常所说的小震阶段和大震阶段的关系 一次设计的剪力系数是 0.20， 二次设计的剪力系数是 1.0，是不同震度的设计，设计方法也大不相同但一次设计称为容许应力设计，二次设计称为极限承载力设计，在这方面又与二阶段有相似之处对于高度为 31m 以下的房屋用一次设计，此时仅按小震（剪力系数 0.20）作弹性设计 , 层间位移角限值为 1/200（非结构构件不显著损伤时为 1/120，日本规定幕墙的变位限值是 1/150，此时会有一些损伤） ，用于在频度为多次的中等程度地震和强风作用时不坏的房屋 31m 以下的房屋一般是多层的，因此，一次设计用于多层而不是高层，且需符合下述的五项构造要求 （日本也有主张将 31m 以下的规定取消的） 。

对于高度 31m 以上房屋的采用的所谓二次设计，是将大震 1g 下的结构按弹性受力的假定得出的层剪力（ )udiQ 乘结构特性系数（含形状特性系数）进行折减，得出必要的保有水平耐力，用结构特性系数sD 表示塑性变形能力塑性变形能力大时sD 值小，需要的极限承载力较小；塑性变形能力小时sD 值大，需要的极限承载力较大它相当于美国的结构性能系数 R ，与美国的抗震设计思路是相似的，但有几点不同； 1）地震力统一取 1.0g，是抗大震，美国是抗中震； 2）弹塑性设计基于吸收能力的概念，即吸收能力应大于地震输入能量； 3）层间位移限值为 1/100，就大震来说比美国的 1/67 稍严； 4）构造措施基本上还是小震时的五项，但作了量化，与结构特性系数挂钩 5）日本的特性系数是算出来的，美国的性能系数是规定的框架具有的保有水平耐力（uiQ ）应大于必要的保有水平耐力（ )uniQ ，即框架的极限水平承载力应大于需要的极限水平承载力，而后者是根据剪力系数和地震活动度系数等确定的 钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 14 2．对 31m 以下房屋应符合的构造要求 1）各层的刚性率应符合 6.0/ ≥=sssrrR 式中，sr 为各层层间位移角的倒数 ,sr 是其平均值。

2）各层的偏心率 15.0/ ≤=eereR 式中， e 是各层的刚心至重心的距离；er 是弹性半径（各层对刚度中心的抗扭刚度除以水平刚度后所得值的平方根） 3）支撑的水平力分担率：设置受水平力支撑之楼层（地下层除外） ，其支撑的水平力分担率 β 所对应的系数 α ，按下式确定： 7/5≤β 时， βα 7.01+= 7/5>β 时， 5.1=α 式中， β 为支撑水平力分担率有支撑的楼层，地震时的内力应乘 α 倍 4）支撑连接的承载力应符合以下规定 yjuNN α≥ 式中 , α 为规定的支撑连接系数 5）应确保塑性变形能力： (1) 板件宽厚比应符合表 1 中 FA 项要求 表1.梁、柱局部屈曲的宽厚比限值 截面 部位 钢材 FA FB FC 翼缘 Q235 Q325 9.5 8 12 10 15.5 13.2 H 形 腹板 Q235 Q325 43 37 45 39 48 41 柱 箱形 壁板 Q235 Q325 33 27 37 32 48 41 翼缘 Q235 Q325 9 7.5 11 9.5 15.5 13.2 梁 H 形 腹板 Q235 Q325 60 51 65 55 71 61 (2)梁应防止侧向屈曲。

① 梁全长等间隔设置侧向支承时，绕弱轴长细比yλ 应符合以下（ a)的规定 ② 梁端附近设置侧向支承时，超过屈服弯矩的范围应按(b)的间隔配置 （ a) 梁的侧向支承点数 Q235： ny20170+≤λ 钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 15 Q325： ny20130+≤λ n 为侧向支承数 (b) 梁的侧向支承间隔 Q235： 250/ ≤fbAhl ，且 65/ ≤ybil Q325： 200/ ≤fbAhl ，且 50/ ≤ybil fA 为受压翼缘面积，bl 为梁的跨度，yi 为梁绕弱轴回转半径 (c) 梁、柱连接和拼接应乘规定的连接系数 3．31m 以上房屋的结构特性系数sD1）框架的等级 构件特性系数sD 与板件宽厚比有关，而板件宽厚比根据上面的列表已经知道，它是与框架等级（FA、FB、FC）有关的sD 也与支撑群的类别（BA、BB、BC）有关，它涉及支撑的水平力分担率uβ uβ 越小，框架的延性越好，sD 也越低在我国规定中无此概念：框架是有良好延性的，而中心支撑是没有延性的日本甚至在小震弹性设计时就规定，有支撑的楼层地震作用时的内力，要乘与支撑的水平力分担率uβ 相应的增大系数 α ，已经和延性挂钩。

而我国抗震规范小震弹性设计时，却远离了对延性的观念 表2 sD 值 BA BB BC F等级 uβ =0 uβ 3.0≤ 0.3-0.7 uβ >0.7 uβ ≤0.3 0.3-0.5 uβ >0.5 FA Ⅰ(0.25) Ⅰ(0.25) Ⅰ(0.3) Ⅰ(0.35) Ⅱ(0.3) Ⅱ(0.35) Ⅱ(0.4) FB Ⅱ(0.3) Ⅱ(0.3) Ⅰ(0.3) Ⅰ(0.35) Ⅱ(0.3) Ⅱ(0.35) Ⅱ(0.4) FC Ⅲ(0.35) Ⅲ(0.35) Ⅱ(0.35) Ⅱ(0.4) Ⅲ(0.35) Ⅲ(0.4) Ⅲ(0.45)FD Ⅳ(0.4) Ⅳ(0.4) Ⅳ(0.45) Ⅳ(0.5) Ⅳ(0.4) Ⅳ(0.45) Ⅳ(0.5) 注：① 支撑端部的连接承载力均应乘规定的连接系数； ② 构件拼接承载力均应乘规定的连接系数； ③ 梁的侧向支承应充分，承载力不得急剧降低 等级Ⅲ按《钢结构设计规范》设计即可，虽然框架构件都要求达到全塑性承载力，但此时及以下（等级）已没有塑性变形能力等级Ⅱ的框架构件达到塑性承载力时，到承载力下降开始之前，累积变形倍率取 2 倍以上（累积变形倍率是弹塑性变形与弹性变形的比值） 。

等级Ⅰ的框架由塑性变形能力丰富的构件构成，构件的累积变形倍率取 4 倍以上框架和支撑组成的混合型结构中，应按表 2 的规定，采用与各自等级对应的结构特性系数；钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 16 支撑的等级按其有效长细比确定另外，应满足 31m 以下房屋应遵循的 4） ，5）两条规定 表3. 支撑等级 BA Fe/495≤λ 32≤eλ BB 495/ FFe/890≤ （ 1） 式中，SpBppWWW += −++=SpSpSpWWW −++=BpBpBpWWW 2)2/1EMVE （= （ 2） 式中，pW 为钢框架的塑性时程变形能，SpW 是骨架线部分的塑性时程变形能，BpW 是包辛格部分的塑性变形能， E 是地震输入能量， M 是建筑物质量，EV 是地震输入能量的速度换算值 pW 的极限值是根据框架破坏性试验和建筑震害得出的，如图 1c 所示。

当荷载逐渐增加并反复作用时得出的时程曲线，可通过骨架线部分和包辛格部分求出吸收的能量，从而算出pW 值地震能量 E 采用运动能表达式，由速度换算值计算，由阻尼比１０％的单自由度体系弹性衰减反应分析，求得输入能量的速度换算值与周期的 E ～ T 关系，称为能量反应谱，作为地震波评价的尺度 以框架塑性变形能pW 为计算指标与正负弹性应变能之和eW 的比值，可用无量纲累积塑性变形倍率 η表示，即将塑性变形累积值的累积塑性变形pδ 除以屈服变形yδ ypyypyepWWδδδδη ==＝ (3) 钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 18 式中，BpSppδδδ += ； −++=SpSpSpδδδ ； −++=BpBpBpδδδ ； 2/)(−++=SpSpSp δδδ SpBBpδγδ = ， ⑷ 式中，SpBpBWW /=γ SBsBηγηγη )1(2)1( +=+= ⑸ 式中，ySpSδδη /= ，ySpSδδη /= 累积塑性变形pδ 是骨架线部分的塑性变形Spδ 和包辛格部分塑性变形累积值Bpδ 之和。

包辛格部分的累积塑性变形Bpδ ， 是用试验得出的常数Bγ 和骨架线部分的塑性变形Spδ确定的，Bγ 则是由试验得出的包辛格部分塑性变形能BpW 和骨架线部分得出的SpW 之比得出的（见（ 4）式） 图 2 表示骨架线的累积塑性变形Spδ 与屈服变形yδ 之比的累积塑性变形倍率Sη ,其与 η的关系如式 (5)所示 累积塑性变形倍率是反映结构变形能的重要参数，有 η和Sη 之分，是由骨架线部分和包辛格部分的累积值之和求得的 η，和由骨架线部分求得的Sη 此处，Sη 是短时间地震能量输入引起结构脆性破坏时用的限值，而 η是长时间反复大变形下破坏时用的限值根据 1995 年阪神地震钢结构的破坏情况调查有 250=EV cm/s 的能量输入，框架累积变形倍率 =η 10～20，Bγ =1.0， 骨架线部分的平均累积变形倍率Sη =2.5～5 左右 因此，sD =0.25～0.3 的框架至少应有 =η 20（ η=5）以上的塑性变形能力 SpBBpδγδ = (4-a) SpBpBWW=γ (4-b) SBSBηγηγη )1(2)1 +=+＝（ (5) 式中，ySpSδδη /= ，ySpSδδη = ， 2/)(−++=SpSpSpδδδ 钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 19 图1 框架结构抗震性能概念 图2 框架结构的抗震性能概念 对于 60m 以上房屋，按日本规定，设计要提交建筑中心评定和建设部长批准。

各国抗震规范有不同特点，我国的小震弹性设计与日本的一次设计有相似之处，但日本的一次设计仅限于 31m 以下，大体相当于 10 层以下，是属于多层范围，且用于烈度中等的地区提出的构造措施，涉及层刚度比、偏心率等，范围较宽，而且板件宽厚比都应达到 FA 级，即全截面进入塑性时仍有要求的转动能力，并不因为房屋较低而降低构造要求，令人印象深刻二次设计按能量吸收能力大于地震输入能量的要求设计，达到了抗震钢结构工程研究⑨ 《钢结构》 2012 增刊 20 要求的高标准，可确保大震无忧，令人钦佩日本在设计中大量采用阻尼器和耗能元件，与其能量吸收能力的计算要求有关我国地震虽然没有日本强烈，但日本对抗震的高标准严要求态度，值得借鉴二次设计启示我们，对强震区的高层钢结构设计，仅作小震弹性设计与国外尚存在差距，有必要考虑弹塑性时的承载力作弹塑性分析时按中震，总要考虑结。