抗震设计规范教程.docx

第十三讲 钢结构房屋抗震设计规定

一、多层和高层钢结构房屋

1． 前言
我国89年版抗震规范，除单层钢结构厂房外，没有其它钢结构内容。我国过去钢材产量有限，钢结构在工程中应用很少。随着钢材产量的增加，国家要求积极发展钢结构，新规范除保留单层钢结构房屋外，还增加了第八章“多层与高层钢结构房屋”，使钢结构抗震设计的内容大大充实，以适应钢结构发展的需要。
我国《钢结构设计规范》GBJ17不包含抗震内容。因此，地震区的房屋钢结构设计，除应符合钢结构设计规范外，还应符合抗震规范的有关规定。与行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》（以下简称《高钢规程》）相比，新的抗震规范第八章对高层钢结构的设计与施工作出了不少新规定。今后，凡是《高钢规程》中与抗震规范不一致之处，应按抗震规范的规定执行，且不应比其低。但抗震规范中未列入而《高钢规程》中已列入的，在该规程修订前仍可执行。
本章在适用的高层钢结构体系中未列入钢框架－混凝土剪力墙（核心筒），是考虑到对这种体系的性能尚未进行系统研究。
1994年的美国北岭(Northridge)地震和1995年的日本阪神地震是两次震害特别严重的地震，尤其是钢结构焊接刚架连接的破坏十分严重。美国该地区的钢框架房屋破坏达100多幢，日本破坏的也不少，震后两国都进行了大量研究，对破坏原因进行了分析，采取了相应措施，制订了新标准。由于美、日是钢结构应用最多的国家，它们的新标准引起了各国钢结构设计、施工和研究人员的关注，在这次我国抗震规范修订中也有若干反映。
本介绍对于行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》中已有规定而这次变更不大的内容只作一般介绍，着重说明这次修订中的新内容。
多层工业建筑钢结构的抗震设计另有规定，列入本章附录，这里不拟作介绍。

2． 材料
对抗震钢结构钢材的基本要求, 是参考AISC钢结构房屋抗震规定提出的。这些要求是:⑴强屈比大于1.2; ⑵有明显的屈服台阶;⑶伸长率大于20%(标距50mm); ⑷有良好可焊性。AISC的这些要求，在它的历次规范版本中都是如此，94年地震后也无变化。我国对抗震钢结构钢材的规定，与美国规定是一致的。
规定的前三条都是关于塑性的要求，它是抗震钢结构对钢材的最主要要求。可焊性当然是钢结构制作所必需的。高层钢结构要用厚钢板，而厚板的可焊性一般较差。当硫的含量较高就会出现焊接裂缝,引起层状撕裂,所以厚钢板要控制硫含量,满足国家标准《厚度方向性能钢板》的要求。《高钢规程》规定50mm以上的钢板要满足上述标准的要求，本规范考虑我国钢材的实际情况，将50mm以上改为40mm以上。
现在国家冶金工业局已经制订了《高层建筑结构用钢板》YB 4104－2000标准，它是参考日本JIS G 3136－1994建筑结构用钢材标准结合国内实际情况制订的，与我国现在采用的结构钢相比，降低了硫、磷含量和焊接碳当量，提高了屈服点和冲击功，可保证厚度方向性能Z15至Z35级。今后可以按该标准选用适合的国产钢材。

3. 高层钢结构体系和最大适用高度
3.1 结构体系
本节给出了高层民用建筑钢结构不同结构体系在各设防烈度时的合理高度限值, 与行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》中的规定大体一致, 补充了目前已在我国采用的巨型框架体系。筒体结构中列入了框架筒、筒中筒、束筒和桁架筒等已在实际工程中采用的各种筒体结构形式。混凝土核心筒-钢框架等混合结构暂不列入。
钢框架－混凝土核心筒（剪力墙）混合结构，1964年阿拉斯加地震曾出现倒塌事故，美国在地震区不采用，并认为当高度超过150m（45层）时是很不经济的。日本的第一幢高层钢结构霞关大厦是1968年建成的，日本地震烈度高，也不采用这种体系。为了降低人工费，1992年建造了两幢砼核心筒－钢框架混合结构，其高度分别为78m和107m，结合这两幢工程展开了一些研究，将其列为特种结构，采用要经日本建筑中心评定和建设大臣批准。据报导，至今尚未出现第三幢。
我国自80年代在不设防的上海希尔顿大酒店采用混合结构以来，应用较多。由于这种体系主要由混凝土核心筒承担地震作用，国内对其抗震性能和合理高度尚缺乏系统的研究，故本次修订暂不列入。（目前可按《高钢规程》规定的高度限值执行，并遵守双重抗侧力体系的有关抗震设计规定。）
为了促进多层钢结构的发展，使小高层钢结构设计较方便，又不违背防火规范关于层高划分的规定，本章对不超过12层的建筑的抗震设计适当放宽要求。为了表达方便，在条文中采用了12层以下和超过12层的用语。在结构体系上，8.1.5条对不超过12层的钢结构房屋作了较灵活规定，即可采用框架结构、框架－支撑结构或其它类型的结构。
3.2 适用的最大高度
结构体系
6、7度
8度
9度
框架
110
90
50
框架-支撑（剪力墙板）
220
200
140
筒体（框筒、筒中筒、桁架筒、束筒）
和巨型框架

300

200

180
8.1.1条将不同结构体系适用的最大高度列于表8.1.1 。
表8.1.1 适用的钢结构房屋最大高度(m)
注:适用高度指规则结构的高度, 为室外地坪至檐口的高度
钢框架体系的经济高度是30m，这在很多文献中都有说明。若取高层建筑平均层高为3.6m, 则为110m。考虑到框架体系抗震性能很好, 对6、7度设防和非抗震设防的结构均规定不超过110m, 8、9度设防时高限适当减小。框架-支撑(剪力墙板)体系是高层钢结构的常用体系, 剪力墙板有与支撑类似的性能，在抗震建筑中可采用延性好的带竖缝墙板、内藏钢支撑混凝土墙板和钢抗震墙板等。参考我国已建成这种体系的建筑,北京京城大厦(地上52层, 高183.5m), 京广中心(地上53层, 高208m), 现规定8度地区高限为200m, 对6、7度地区和非抗震设防地区适当放宽, 9度地区适当减小。各类筒体在超高层建筑中应用较多, 世界一批最高的建筑大多采用筒体结构, 其中著名的如纽约世界贸易中心(框筒, 110层, 高411m／413m), 芝加哥西尔斯大厦(束筒, 110层,443m), 芝加哥约翰·汉考克大厦(桁架筒, 100层, 344m)等。巨形框架适用于大开间要求, 典型的如东京市政府大厦( 地上48层, 243m), 高雄国际广场大厦(65层, 342.37m)。考虑到我国对超高层建筑经验不多, 故本条规定筒体结构和巨型框架的最大适用高度为 6、7度地区为300,高烈度区适当减小。以上高度限值规定，与《高钢规程》中的规定相同。超过上述高限时，按建设部规定应进行超限审查。
3.3 适用的最大高宽比
关于高层钢结构的高宽比，早期的著名建筑中纽约世界贸易中心6.5是高宽比较大的,也有 一定代表性，超过此值的不多。考虑到高宽比太大会使高层钢结构在大风中的位移过大，舒适度难以满足要求，一般不宜放得过宽，特殊情况尚可专门研究。另一方面，在确定合理高宽比方面，随结构体系不同如何确定尚缺少根据，考虑我国实际情况，8.1.2条暂按抗震设防烈度大致划分，不同结构体系采用统一值，即高宽比限值6、7度取6.5, 8度取6.0, 9度取5.5。若执行中有不妥，下次修订时再改。与《高钢规程》相比作了简化和放宽。

4．层间位移角限值
加州规范规定, 基本自振周期大于0.7s的结构, 弹性阶段的位移限值为层高的
1／250或0.03／Rw(Rw为结构的延性指标)。纯框架结构Rw最大可达12, 即限值可为层高的1／400。《高钢规程》参考美国规定采用了上限层高的1／250, 是因为该规程反应谱的地震影响系数下限较高, 为了避免钢材用量过多，层间位移角限值取了较大值。考虑到长周期建筑的水平地震作用在本规范中已作了调整, 有所降低, 第5章5.5节将多、高层钢结构弹性层间位移角限值改为层高的1／300。罕遇地震作用下层间位移限值,在美国ATC3-06中规定为层高1/67,《高钢规程》取层高的1／70,考虑到我国规定的小震与罕遇地震在7度时相差约6倍, 位移角限值也须与此相应, 该章将弹塑性层间位移角限值调整为1／50。

5.结构布置的一般规定
与《高钢规程》相比，主要有以下变更：
1）.关于楼板，8.1.7条规定了超过12层的钢结构房屋，宜采用压型钢板组合楼板和现浇或整体式钢筋混凝土楼板，并与钢梁有可靠连接；必要时可设置水平支撑。不超过12层的钢结构房屋，除上述形式外，尚可采用装配整体式钢筋混凝土楼板、装配式楼板或其它轻型楼盖，但强调了应将楼板预埋件与钢梁焊接，或采取其它保证楼盖整体性的措施。
2）.地下室设置，8.1.9和8.1.10条规定了超过12层的钢结构房屋应设置地下室，对12层以下的则不作限定。另外，钢结构房屋设置地下室时，规定框架柱至少伸至地下一层；框架-支撑(抗震墙板)结构中,竖向连续布置的支撑或抗震墙板应延伸至基础。与《高钢规程》的规定相比，对于高层钢结构设置地下室时是否用钢骨混凝土结构层不作限定,允许对不同情况作不同处理。
3）.关于基础埋深,8.1.10条规定了采用天然地基时不宜小于房屋高度的1/15,采用桩基时承台埋深不宜小于房屋总高度的1/20,后者与《高钢规程》的1／18相比略有放松,是考虑了某些软地基的工程现实。

6．主要计算规定
6.1 一般规定
8.2.1条规定,构件截面和连接的抗震验算时,凡本章未规定者,应符合现行有关结构设计规范的要求。由于钢结构的非抗震设计应符合《钢结构设计规范》，而高层钢结构构件和连接抗震设计的很多方法都在《高钢规程》中有规定，本章不再重复，故设计时应与这两本标准同时使用。抗震设计时的地震作用效应，考虑到它的短时间作用,除以小于1的承载力抗震调整系数。第5章表5.4.2对钢结构的承载力抗震调整系数作了调整，对不同类型钢结构采用统一数值，介于89抗震规范和《高钢规程》规定值之间。
6.2 结构阻尼比
钢结构在多遇地震下的阻尼比，对超过12层的仍采用0.02,不超过12层的拟采用0.35。钢结构房屋阻尼比, 实测表明小于混凝土结构。根据ISO规定，低层建筑阻尼比大于高层建筑，据此作了适当规定。在罕遇地震下的分析，仍采用0.05。
6.3 弹塑性位移增大系数
对钢框架和框架-支撑结构弹塑性位移增大系数,在大量算例的基础上编制成表,对10～20层规则结构的层间位移可查表得出,简化了弹塑性位移计算。
6.4 节点域剪切形的影响
高层钢框架的特点, 是节点域剪切变形对框架位移影响较大, 可达10～20%, 通常不能忽略。8.2.3条1款规定工字形截面柱宜计入腹板剪切变形对框架位移的影响,但对箱型柱不作规定。这是因为, 箱形柱有两个腹板, 而且每个腹板的厚度一般均较工字形截面柱的腹板为厚, 其对框架位移的影响相对较小。为了适应小高层钢结构住宅的发展，考虑到层高较少时影响不大，还规定了对不超过12层的建筑可不计入。计算方法可参见《高层民用建筑钢结构技术规程》,此处不再赘述。节点域剪切变形对框架-支撑体系影响较小，研究表明可忽略不计。
6.5双重体系中钢框架的剪力分担率
在多遇地震作用下的结构分析, 规定了双重抗侧力体系中框架承担的总地震力不小于结构底部剪力的25%, 是参考了美国UBC的规定。UBC的原规定是:”框架应设计成能独立承担至少25%的底部设计剪力”。该规定的目的是发挥框架部分的二道防线作用。但是在设计中在与抗侧力构件组合的情况下,符合该规定很困难。抗震规范审查组建议参照混凝土结构的规定采用双重标准，将8.2.3条2款改为“框架部分按计算得到的地震剪力应乘以调整系数，达到不小于结构底部总地震剪力的25％和框架部分地震剪力最大值1.8倍二者的较小者”。混凝土结构对双重抗侧力体系的规定，相应为不小于地震剪力的20%和框架部分地震剪力最大值的1.5倍,鉴于钢结构要求25%,故规定不大于地震剪力的1.8倍。美国设计单位的做法,是在进行内力分析后,进行二次分析,此时忽略抗侧力构件,只考虑框架,检验它是否能承受25%的底部设计剪力。据悉这样计算时,符合上述要求并不困难。
6.6 强柱弱梁验算。8.2.5条1款对强柱弱梁要求作了规定。通常认为，框架柱屈服后在地震下出现大位移时，柱可能失去侧向抗力，从而导致结构倒塌。AISC规范指出，这并不是说框架中不能出现任何柱子屈服。过去的设计中，有很多框架柱的塑性铰是首先出现在柱上的,事实表明仍能发挥承载力。而且在设计中要完全消除“强梁弱柱”很难办到。但柱出现过多塑性铰肯定是很不利的。更加重要的是，强柱弱梁设计使柱足够强，可以做到使若干层的框架梁在大震下出现塑性铰, 达到耗能的目的。耗能是很重要的，如果结构不能有效地耗能，将使它受到的地震力增大，十分不利。另外，弱柱框架的性能一般欠佳,特别是在弹塑性阶段形成软弱层,成为结构的薄弱环节，所以柱仍然是保证大震不倒的关键构件。强柱弱梁要求满足下列条件:

该条件式与《高钢规程》中采用的基本相同，是以塑性铰出现在梁端为前提的，所不同的是增加了强柱系数，它大于1。该式要求，交汇于节点的框架柱受弯承载力之和，应大于梁的受弯承载力之和，并乘以系数。AISC在97年以前的规定没有系数,我国《高钢规程》参照采用了。诺斯里奇地震后美国根据震害情况增加了调整系数,对柱进行了加强，规范组结合我国情况作了适当规定。
对于强柱弱梁公式，需作一点说明。根据钢结构塑性设计的公式, 在主平面内受弯的工字形截面压弯构件, 其受弯承载力应按下式计算:

该式表明, 以上的强柱弱梁表达式中, 忽略了系数1.15已使柱具有1.15倍的安全储备。诺斯里奇地震后, 1997年发表的美国AISC钢结构房屋抗震设计规定, 系数取1.1, 其中是钢材的超强系数, 即钢材实际屈服强度与其标准值的比值。增大柱内力是出于下列考虑:⑴ 在弹性分析时水平力可能取小了; ⑵计算时对倾覆力估计过低;⑶未明确规定的竖向加速度会同时出现。美国钢材超强情况由来已久,并已成为1994年诺斯里奇地震钢框架震害的原因之一, 因为连接的承载力没有相应提高。1994年美国型钢生产商研究会(SSPC)对型钢产品的性能进行了调查,提出了用于抗弯连接计算的平均屈服强度的建议值。据此97年规定的对A36钢取1.5, 对A572钢取1.3,对其它钢材取1.1。对常钢材A36和A572,强柱调整系数分别达到1.65和1.43，是很可观的。日本用钢材连接系数α表示钢材的超强, 在1998年公布的《钢结构极限状态设计指针》中, 对系数α也进行了调整,对SS 400取α为1.25,对SM 490、SN 400B、SN 400C、SN 490B、和SN 490C取α为1.15。日本过去用的α值对低碳钢取1.2,对高强度低合金钢取1.3, 这次调整对低碳钢升了,对低合金钢降了,反映材料产品性能的变化。由此可见, 该系数的调整并非普遍提高, 而是各国考虑了各自钢材的实际情况进行了调整。我国钢结构规范编制组1998年对钢材抗力分项系数按国标规定的钢板厚度分级重新进行了统计, 其结果与过去采用的Q235钢为1.087和16Mn钢为1.111的强度系数在数值上相差不多。《高钢规程》编制时考虑与其它国家的多数规定一致,采用了1.2, 是偏于安全的, 这次不拟修改。剪力计算用1.3是计入了局部荷载剪力效应的近似表达。考虑我国情况,强柱弱梁公式中的强柱系数η取得太大将使柱钢材用量增加过多,对我国推广钢结构不利, 故对6、7度取1.0,对8度取1.05, 9度取1.15。
抗震规范参考AISC－97的抗震规定，结合我国情况提出框架柱所在楼层的受剪承载力比上一层的受剪承载力高出25％，或柱轴向力设计值与柱全截面面积与钢材强度设计值乘积的比值不大于0.4,或当时, 可将荷载组合中的地震作用引起的柱轴力加大一 倍, 使此时的柱轴力满足。 在此情况下可不进行强柱弱梁验算.
单层房屋和多层房屋的顶层，不需要符合强柱弱梁，因为它们在非弹性阶段出现软弱层没有什么实际意义。
6.7 框架节点域的验算, 节点域验算包括节点域的稳定性验算、强度验算和屈服程度验算。稳定性验算借鉴美国规范的经验公式, 即板域厚度不小于其高度与宽度之和的1／90。 在编制《高钢规程》时，同济大学和哈建大作过试验，结果都表明板域稳定按厚度不小于高、宽度之和的1／70控制较合理。考虑两校所作试验的试件厚度偏小, 故高层钢结构构仍按美国规定采用，即不小于其高度与宽度之和的1／90，但多层钢结构则取1/70。本规范没有对多层下定义，仅规定地面以上小于或等于12层的结构，板域稳定性应按1／70计算。
节点域的强度验算,我们采用了日本的表达式, 是考虑它较简单且较直观。公式来源参见《高钢规程》的条文说明，此处不再赘述。节点域厚度对钢框架性能影响较大, 太薄了会使钢框架的位移增大过多,太厚了会使节点域不能发挥耗能作用。因此既不能太厚也不能太薄。参考日本的研究成果, 取节点域屈服弯矩为梁端屈服弯矩之和的0.7倍,可使节点域切变形对框架位移的影响不太大, 同时又能满足耗能要求。考虑到按此规定计算可能使节点域普遍加厚, 对于广大的7度地区, 适当降低了要求, 用0.6代替0.7。在强柱弱梁情况下, 节点域首先屈服, 然后是梁屈服, 最后是柱屈服。

7. 支撑设计
7.1中心支撑
8.1.6条规定,支撑框架在两个方向的布置宜基本对称,支撑框架之间楼盖的长宽比不宜大于3,它指导支撑合理布置,使它的抗侧力作用能较好地发挥。
该条还规定不超过12层的钢结构宜采用中心支撑，因为此时地震作用一般不大，中心支撑较简单。当设置门窗要求较大孔口时，可采用人字支撑。
中心支撑的轴线应交汇于梁柱构件轴线的交点。偏离交点不超过支撑杆件宽度时，仍可视为中心支撑，但此时连接应计入由此产生的附加弯矩。中心支撑的计算图形是两端铰接，但在多层和高层建筑中在构造上一般作成刚接。中心支撑的抗震计算，应考虑在循环荷载下承载力的降低, 采用与长细比有关的强度降低系数, 与《高钢规程》规定的方法相同。
人字支撑的斜杆受压屈曲后承载力急剧降低,在支撑与横梁连接处将出现不平衡力。规范规定，此不平衡力可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％，这是参考美国有关规定采用的。人字支撑在受压斜杆屈曲时楼板要下陷，V形支撑斜杆屈曲时楼板要向上隆起，为了防止这种情况出现,横梁设计很重要。横梁设计除应考虑设计内力外，还应按中间无支座的简支梁验算在上述不平衡力及楼面荷载作用下的承载力。在弹塑性阶段梁端将出现塑性铰，斜杆屈曲后中间支座将失去支承作用。人字支撑设计时，斜杆内力应乘增大系数1.5。
7.2偏心支撑。
7.2.1 概述
偏心支撑具有在弹性阶段接近中心支撑框架，弹塑性阶段的的延性和消能能力接近延性框架的特点，是一种良好的抗震结构。按8、9度抗震设防的结构宜采用偏心支撑。8.1.6条规定,偏心支撑框架的每根支撑应至少有一端与框架连接,并在支撑与梁交点一柱之间或同一跨内另一支撑与梁交点之间形成消能梁段。常用的偏心支撑形式如图8.1.6所示。
偏心支撑的设计原则是强柱、强支撑和弱消能梁段，在大震时消能梁段屈服形成塑性铰，支撑斜杆、柱和其余梁段仍保持弹性。消能梁段以本身的屈服耗能保证了结构其他部分的安全，起到了保险丝的作用。与《高钢规程》的规定相比，本章的偏心支撑框架设计计算规定，主要参考AISC于97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。
偏心支撑框架设计，首先要确定构件的布置后，然后计算构件内力。在确定构件内力的设计值时，要对支撑斜杆、柱和其余梁段的内力进行调整，以确保消能梁段屈服并进入应变硬化阶段后，这些构件仍能保持弹性。

图8.1.6 偏心支撑框架的形式

偏心支撑框架的侧向刚度，主要取决于消能梁段的长度与梁长度之比。随着消能梁段变短，框架刚度变大，并接近于中心支撑框架的刚度。随着消能梁段的增长，框架柔性增加并接近于纯刚架的刚度。
7.3.2 偏心支撑框架的消能梁段
设计偏心支撑框架，首先要确定它的形状和消能梁段长度，后者与其截面特性有关。偏心支撑框架形状的选择，应使消能梁段能承受较大剪力。为使框架刚度较大，通常采用较短的消能梁段。支撑的夹角，为了构造方便，通常应为35至50度。夹角太小了会使支撑内力增大，并使消能梁段产生很大的轴向分量。当建筑上没有限制时，采用人字支撑取消能梁段的长度为0.15L是适合的，L是梁的总长。消能梁段的长度常用表示,大多数设计中取（1.3～1.6），以保证它有良好的剪切屈服性能。这里,表示它的全塑性受弯承载力，其中下标表示消能梁段，表示塑性；表示它的屈服剪力。
7.3.3 偏心支撑框架构件内力设计值
为了保证偏心支撑框架中,支撑斜杆、柱和其余梁段在消能梁段屈服并进入应变硬化时保持弹性，对这些构件的设计内力必需进行调整。本规范承载力抗震调整系数的规定：消能梁段取0.85， 支撑为0.80,梁、柱为0.75。据此,对构件内力设计值按下列规定进行了调整。
1）支撑斜杆的轴力设计值，应取与支撑斜杆相连的消能梁段达到其受剪承载力时支撑斜杆轴力与增大系数的乘积，其值在8度及以下时应不小于1.4，9度时应不小于1.5。
2)位于消能梁段同一跨的框架梁内力设计值,应取消能梁段达到其受剪承载力时框架梁内力与增大系数的乘积.其值在8度及以下时不应小于1.5,9度时不应小1.6。
3)框架柱的内力设计值,应取消能梁段达到其受剪承载力时柱内力与增大系数的乘积,其值在8度及以时不应小于1.5,9度时不应小于1.6
7.2.4 消能梁段的承载力计算
消能梁段的承载力应按下式计算，主要区分轴力较小和较大两种情况。当它的轴力较小时，受剪承载力可不计轴力的影响；但当轴力较大时，必须计入轴力的影响。8.2.7条对消能梁段的受剪承载力规定如下:
当时
或，取较小值
当时
取0。9
或 ，取较小值
式中，系数取0.9。

7.3.5 消能梁段的构造要求
图8.5.3 偏心支撑构造
消能梁段的钢材屈服强度不应大于345Mpa，因屈服强度太高将降低钢材延性，不能保证屈服。对板件宽厚比也作了较严格规定，翼缘外伸部分宽厚比一律不得大于9，以保证梁段屈服时的稳定。而且腹板上不得贴焊补强板，不得开洞(图8.5.3)。至于偏心支撑框架的中的支撑斜杆，因为保持弹性，它对长细比和板件宽厚比要求不高，符合钢结构设计规范的要求就行。

8．主要构造规定
8.1 构件长细比和板件宽厚比
不同设防烈度下的构件长细比和板件宽厚比要求区别对待，它们都与材料的屈服强度有关。 为了方便起见，以下介绍的规定均取屈服强度为时的值。不同屈服强度时的值可进行简单换算，见规范中的表注。
美国对钢框架柱的长细比限值，抗震设计取60, 非抗震设计取120。8.3.1条规定,对超过12层的钢框架柱长细比限值，6、7、8、9度分别为120、80、60、60。对不超过12层的,6～8度时不应大于120,9度时不应大于100.与《高钢规程》相比，对低烈度区作了适当放宽,并对12层以下放宽要求。框架柱的最大长细比是为了保证结构在计算中未考虑的作用力,特别是大震时的竖向地震作用下的安全，是至关重要的。抗震规范把它列为强制性条款。
应当指出,框架柱的抗震设计还包括应满足强柱弱梁要求等,在很多情况下根据强柱弱梁要求,按长细比限值确定的柱截面可能不够,特别是对12层以下房屋,此时必须增大柱截面.
对抗震钢结构低碳钢中心支撑，美国规定最大长细比为120，日本规定约为32，两国相差较大，与国情有关。支撑长细比越小，它在反复拉压荷载下的承载力降低越少。抗震规范规定在6、7、8、9度时分别取中心支撑最大长细比为120、120、80、40，与《高钢规程》的规定相同。
框架构件板件宽厚比的规定, 考虑了强柱弱梁的要求，即塑性铰通常出现在梁上, 框架柱一般不出现塑性铰。因此在强震区，梁的板件宽厚比要求满足塑性设计要求, 而柱的规定刚可适当放宽，但当强柱弱梁不能保证时，应适当从严。与《高钢规程》相比，抗震规范突出了板件宽厚比随烈度的变化，特别是对低烈度时有所放宽。框架梁的外伸翼缘最大宽厚比在6、7、8、9度时现分别取11、10、9、9（《高钢规程》6度为11， 7度及以上为9，）；框架柱的外伸翼缘最大宽厚比在6、7、8、9度时现分别取13、11、10、9（《高钢规程》7度为11， 8、9度为10，建议强柱弱梁不能保证时将11和10分别改为10和9 ）；工形框架柱腹板最大宽厚比对不同烈度均规定为43，与《高钢规程》规定相同，但建议强柱弱梁不保证时对6、7度和8、9度分别取40和36；箱型柱壁板最大宽厚比，在6、7、8、9度时分别规定为39、37、35、33（《高钢规程》7度为37， 8、9度为33）。其余不拟一一对比。
支撑板件的宽厚比, 根据近年国内外的研究成果作了当调整。中心支撑外伸翼缘最大宽厚比现规定为6、7、8、9度时分别为9、8、8、7，《高钢规程》一律取8。
8.3 节点设计
本章的节点设计与《高钢规程>相比,是修改较多的一部分。一方面，是因为1994年北岭地震和1995年阪神地震使焊接钢框架节点遭受严重破坏，破坏的范围很广，涉及到节点设计中的很多重要方面，需要借鉴他们的经验，采取相应措施。另一方面，是因为传统设计方法仅计算节点连接在罕遇地震下的极限承载力，不作弹性阶段下连接的抗震计算，且计算方法存在不安全因素，美、日等国都是如此。我们以前沿用国际上的做法，多少认为罕遇地震都能经受，小震更没有问题了。现在注意到，罕遇地震不坏的连接按弹性阶段的内力设计不一定没有问题，原因是两个阶段的要求不同。例如，高强度螺栓在弹性阶段要求磨擦面不滑动，而在罕遇地震下要求螺栓不剪断。焊缝在弹性阶段要求应力不大于强度设计值，而在罕遇地震下不断裂就行。考虑到在弹性阶段高强度螺栓出现滑移不符合钢结构设计规定，而按以往规定梁端螺栓计算方法与实际情况相差太大，得出的螺栓数往往太少，成为不安全因素，故此作了修改，现分别说明如下。
8.3.1 美、日大震后框架梁－柱连接节点设计的改进
1)美、日震害的经验和教训
(1)震害情况。1994年美国北岭地震和1995年日本阪神地震, 使钢框架梁-柱连接节点遭受广泛和严重破坏, 美国在调查的1000多幢中破坏100多幢。破坏的特点是梁下翼缘裂缝占80％～95％，上翼缘裂缝15％～20％；裂缝起源于焊缝的占90％～99％，而且主要起源于下翼缘焊缝中部，起源于母材的只占1％～10％；不少裂缝向柱子扩展，严重的将柱裂穿；有的向梁扩展；有的沿连接螺栓线扩展。检查修复费用高，每条裂缝检查费用至少800～1000美元。美国成立了专门机构SAC进行调研究和开展试验，发表了大量文献。日本关于破坏情况的报导没有美国系统，有一些梁端部断裂，少数柱子脆性断裂，也发现很多裂缝起源于下翼缘焊缝，较多的是梁端焊接孔断裂。主要涉及梁翼缘焊接、腹板用螺栓连接的混合连接。
(2)对节点破坏原因的分析
〇焊缝金属冲击韧性低；
〇焊缝存在缺陷，特别是下翼缘梁端现场焊缝中部，因腹板妨碍焊接和检查，出现不连续；
〇梁翼缘端部全熔透坡口焊的衬板边缘形成人工缝，在竖向力作用下扩大；
〇梁端焊缝通过孔边缘出现应力集中，引发裂缝，向平材扩展；
〇裂缝主要出现在下翼缘，是因为梁上翼缘有楼板加强，且上翼缘焊缝无腹板妨碍施焊。
此外，还有一些其它原因，如美国认为现在采用的构造，梁端出现三轴应力状态，不能形成塑性铰，日本则未提出这种看法；美国钢材实际屈服点过高，使连接的实际承载力偏低
；节点域较弱，影响腹板连接承载力的发挥，导致翼缘连接超载，也是原因之一。
(3)两国的构造差异.两国梁-柱节点构造虽大同小异，但仍有若干差异, 如：
〇美国惯常采用工字形柱, 日本主要采用箱形柱；
〇美国在梁翼缘对应位置的柱加劲肋厚度按传递设计内力的需要确定,一般为梁翼缘厚度之半, 并认为节点域弱一点，有利于调整地震内力；而日本取梁翼缘厚度加一个等级,认为在这里多用一点钢材是值得的。
〇两国梁端腹板焊缝通过孔形状不同，它与焊接是否方便以及受力性能有一定关系。
〇美国对梁腹板与连接板的连接的抗剪用焊缝加强, 日本规定腹板螺栓不少于2～3列，用增加螺栓数量来加强；以上构造差异特别是前3项，与破坏情况有明显关系。
(4)美、日的改进措施

震后，在节点构造方面，日本对改进了梁端的焊缝通过孔构造，以便减小应力集中和破坏，在1996年就发表了新工法。美国作了试验研究，认为现行节点构造大震时不能在梁端出现塑性铰，采取了将塑性铰外移的措施。推荐的典型构造是将梁翼缘局部削弱的所谓骨式连接（dog-bone）。这种连接是台湾早此时侯提出的，现在台湾也采用。
图 美国的骨式连接
在消除梁下翼缘焊缝焊接衬板边缘的人工缝方面，两国都很重视。日本规定了衬板在不同情况下的形式和焊接要求。美国对下翼缘采用焊后切除衬板，清根补作焊根的方法，认为这样还可消除焊缝缺陷。为了节省费用，对上翼缘焊缝采取保留衬板焊接边缘的方法。
对节点域，美国提出了加强的想法。
(5)我国采取的对策
〇抗震规范8.3.4条2款规定, 梁翼缘与柱翼缘间的全熔透焊缝,“8度乙类焊缝和9度时,应检验V形切口的冲击韧性,其恰帕冲击值在-20℃时不低于27J”。北岭地震后，美国研究发现，框架节点破坏的首要因素是关键部位焊缝的冲击韧性太低，并规定应改用优质焊条，使焊缝的冲击韧性不低于－29℃时27J。考虑到我国在高层钢结构施工中，过去没有要求过检验焊缝冲击韧性。若要求关键部位焊缝普遍符合上述规定，在我国目前情况下设计施工人员都难以接受，故仅要求在高烈度和重要结构的上述情况下执行。至于由－29℃改为－20℃，是因为我国钢材标准规定检验－20℃和－40℃下的冲击韧性，与美国规定相比较虽降低了要求，但符合我国习惯。
〇在构造改进方面，总体上参考了日本的规定，一般情况不采用将塑性铰外移的方法。这是因为，我国高层建筑钢结构初期由日本设计的较多,《高钢规程》规定的节点构造基本上是参考日本规定, 表现在: 普遍采用箱形柱; 梁翼缘处的柱加劲肋与梁翼缘等厚, 梁端用的扇形切角形式都是按日本规定采用的等等。
○结合我国国情，8.3.4条3款规定:柱在梁对应位置应设置横向加劲肋,且加劲肋厚度不应小于梁翼缘厚度.与《高钢规程》规定相比，将与梁翼缘等厚改为不小于梁翼缘厚度，是考虑到它的重要性。
○8.3.4条3款规定:”当梁翼缘的塑性截面模量小于梁全 截面塑性截面模量的70%时,梁腹板与柱的连接螺栓不得少于二列;当计算仅需一列时,应布置二列,且此时螺栓总数不得少于计算数的1.5倍”。该规定综合参考美国和日本的规定采用。我国《高钢规程》缺少类似规定，使梁－柱混合连接的腹板螺栓数量偏少，这是抗震规范作出的改进。现除采取了上述规定外，还补充规定了腹板抗剪连接不得小于腹板的屈服受剪承载力，即此时要求
且

○焊缝通过孔的改进，主要参考了日本96年公布的《钢结构工程技术指针─工场制作篇》中的"新技术和新工法"，选取了一种开口较小的构造(详见图8.3.4-1)。
○8.3.4条5款列入了梁-柱刚性连接也可采用带悬臂梁段,悬臂梁段的翼缘和腹板与柱应预先分别用全熔透焊缝和角焊缝连接,梁的现场拼接可采用翼缘焊接腹板栓接(图8.3.4-2(a))或全部螺栓连接(b)。这种连接方式，日本应用较多，国内在多项工程应用过，研究表明，肯有较好的抗震性能。
○考虑到美国和台湾采用的骨式连接(图)虽然抗震性能较好，能实现塑性铰外移，但要求多用钢材，根据我国国情,该款规定在8度Ⅲ、Ⅳ类场地和9度时采用。
○为了消除梁翼缘焊缝焊接衬板边缘缺口效应的危害, 根据我国情况,上翼缘因有楼板加强, 震害较少, 不作处理；仅规定对梁下翼缘焊接衬板边缘施焊（图8.3.4-1）.

8.2.2 梁-柱连接的弹性阶段抗震设计
1)问题的提出
钢结构节点的抗震设计,国际上在规范中提出的方法是只作大震时的设计,保证在构件出现塑性铰时连接不破坏,未列入弹性阶段设计。此外，为了简化计算，梁－柱连接的抗震设计采用弯矩由翼缘承受和剪力由腹板承受的所谓常用设计法，按梁端出现塑铰时的弯矩和剪力设计。这种做法隐藏的问题，一是不作连接弹性设计会引起弹性阶段连接承载力不足，不符合弹性阶段的设计要求，出现螺栓连接滑移等问题。另一是腹板连接仅承受剪力不承受弯矩，与实际情况不符，使腹板连接太弱，连接螺栓太少，将导致严重不安全。
8.2.8条规定了”钢构件连接应按地震组合内力进行弹性设计,并应极限承载力计算”,即首先要进行弹性设计.并在该条3款作出了具体规定。这样从几方面下手,将从根本上解决了梁－柱连接较弱的问题，也是对美、日大震后加强节点的回应。
8.2.3 角焊缝和高强度螺栓的极限承载力
1)角焊缝的抗剪强度, 根据国内外的试验, 都大于母材的抗剪强度。1998年日本发表的《钢结构极限状态设计指针》采用了在设计中取角焊缝的强度不大于母材抗剪强度的规定, 这与我国《高钢规程》中过去参考日本的做法采用的规定相同。
日本对角焊缝连接的最大承载力, 根据试验结果用统计方法得出了下列计算公式:
正面角焊缝
侧面角焊缝
式中, 为被连接构件母材的抗拉强度,为角焊缝的有效截面。该《指针》还给出了其它作者用不同方法得出的公式。如日本仲、加藤、森田等用应力函数进行应力分析得出了下列承载力公式:

A.G.Kamtekar假定焊脚应力状态为平均应力, 由平衡条件导出下列承载力公式:

以上公式中的ΣAw包含正面焊缝和侧面焊缝的有效截面。可见不同来源得出的计算公式是接近的。斜角焊缝的最大承载力届于正面焊缝与侧面焊缝承载力之间,《指针》提出了下列计算公式:

参考日本的上述规定, 规程中取角焊缝的最大受剪承载力为

对于正面焊缝,考虑到承载力提高幅度较大,予以单列,根据我国《钢结构设计规范》GBJ17的规定,承载力乘增大系数1.22。
2)高强度螺栓极限受剪承载力
一个高强螺栓的极限受剪承载力, 根据哈建大的试验研究, 其最小值为极限受拉承载力的0.59倍, 日本在1998年的《钢结构极限状态设计指针》中公布的试验结果与此完全相同。当高强螺栓位于板叠中, 即在螺栓连接中时, 日本得出的螺栓极限受剪承载力为,式中,、分别为连接中的剪切面数和螺栓数,为螺栓螺纹处的净截面面积,为螺栓钢材的抗拉强度。据此,日本取一个高强螺栓的极限受剪承载力为

式中, 为螺栓杆的截面面积。日本对在该式中采用螺栓杆截面面积而不是螺纹处的净截面面积的解释是:高强螺自身的强度很高,螺栓剪切破坏只有在连接构件的板厚相当大时才有可能。考虑到螺纹的长度和板叠厚度的关系, 连接的剪切面位于螺纹处的很少。设计上可取高强螺栓的剪节破坏出现在螺杆上。
一个高强螺栓的屈服承载力, 日本根据试验结果按下式计算:

我国《高钢规程》编制时, 根据当时得到的参考文献, 将该式作为螺栓受剪时的极限受剪承载力公式, 现在应以日本1998年版《指针》的最新解释为准, 需作更正。根据哈建大的试验研究结果，8.2.8条6款取一个高强螺栓的受剪承载力为

式中, 为螺栓螺