建筑结构抗震设计(3)

6.2砌体房屋抗震设计

本节主要介绍多层砌体房屋、底部框架-抗震墙砌体房屋的震害特点、概念设计、抗震计算和抗震措施等。

6.2.1多层砌体房屋的震害及分析

砌体房屋是指采用普通砖（包括烧结、蒸压、混凝土普通砖）、多孔砖（包括烧结、混凝土多孔砖）和混凝土小型空心砌块等砌体承重的多层房屋。砌体房屋通过块体和砂浆砌筑而成，一般整体性差，其抗剪、抗拉和抗弯的强度低，容易发生脆性破坏。

砌体房屋的宏观震害现象主要表现为墙体开裂、局部倒塌或倒塌等。

墙体开裂主要是因地震作用引起的内力超过砌体房屋的承载力而发生的破坏，与抗震动特性和砌体房屋的结构特性相关。墙体开裂主要表现为斜裂缝、水平裂缝、整片墙体甩落或墙角破坏等。当水平地震作用方向与墙体近似平行时，可能因墙体的主拉应力达到极限强度而产生斜裂缝。由于地震的反复作用，容易形成交叉裂缝，如图6.19所示。当地震作用方向与墙体近似垂直时，可能出现平面弯曲破坏，造成大面积的墙体甩落，如图6.20所示。当受竖向地震作用时，墙体容易受拉而出现水平裂缝，如图6.21所示。而在扭转地震作用下，房屋倒塌主要是由于砌体房屋某层或局部因墙体（或竖向构件）严重破坏而失去承载力导致的，如图6.23所示。

图6.21墙体底部水平裂缝 图6.22墙角破坏

U)底层倒塌 （1>>局部倒塌

图6.23砌体房屋的倒塌破坏

历次地震震害调査表明，砌体房屋具有以下震害特点：

①没有经过合理抗震设计的砌体房屋的抗震性能差，但仍具有一定的抗倒塌能力。未经抗震设计的多层砖房，在6度区内主体结构基本完好或轻微破坏.而女儿墙、出屋面小烟囱等破坏严重；在7度区内主体结构轻微破坏，小部分达到中等破坏；8度区内多数结构达到中等破坏；9度区多数结构出现严重破坏；10度及以上地区大多数房屋倒塌。

②经过抗震设防或加固的砌体房屋的震害轻于没有经过抗震设计的砌体房屋的震害。经过抗震设计且施工质量得到保证的多层砌体房屋具有较好的抗震能力，其平均震害比未进行抗震设计的砌体房屋的震害减轻1~2个等级，可以达到砌体房屋在8度区内不出现中等以上破坏、在10度区不出现倒塌的设防目标。

③砌体房屋的各部位都可能发生震害，但受力复杂和约束减弱处更容易破坏。如房屋两端、转角，楼梯间、外廊、女儿墙及突出的屋顶间等部位的震害一般较重。

④结构布置对砌体房屋的震害影响较大。一般横墙承重房屋的震害轻于纵墙承重房屋的震害。地震作用时，通常刚性楼盖房屋的上层破坏轻，下层破坏重；柔性楼盖房屋的上层破坏重，下层破坏轻。预制楼板结构的震害通常重于现浇楼板结构的震害。

⑤地基条件不同震害不同。一般而言，坚实地基上的房屋震害轻于软弱地基和非均匀地基上的房屋震害。

6-2.2多层砌体房屋的抗震概念设计 合理的结构布置、良好的抗震体系和相应的抗震措施是结构抗震性能的重要保证。在罕遇地震下，多层砌体房屋容易发生倒塌，多层砌体房屋的抗倒塌主要通过总体结构布置和细部构造措施来实施。

1>建筑布置和结构体系要求

①纵墙承重的结构布置方案，因横向支承较少，纵墙容易受到弯曲破坏而导致倒塌。因此应优先采用横墙承重或纵横墙共同承重的结构体系。

②纵横墙均匀对称布置时，可使各墙肢受力基本相同，避免出现薄弱墙肢。因此纵横墙布置宜均匀对称.沿平面内宜对齐，沿竖向应上下连续；纵横向墙体的数量不宜相差过大；同一轴线

上的窗间墙宽度宜均匀。

③平面轮廊凹凸尺寸不宜过大，当较大时，房屋转角处应采取加强措施。

④当房屋立面高差在6 m以上、房屋有错层且楼板高差大于层高的1/4、各部分结构刚度和质量截然不同时，宜设置防震缝，缝两侧均应设置墙体，缝宽应根据烈度和房屋高度确定，可采用70~100mm。

⑤楼梯间不宜设置在房屋的尽端和转角处。

⑥教学楼、医院等横墙较少、跨度较大的房屋，宜采用现绕钢筋混凝土楼、屋盖。 ⑦不应在房屋转角处设置转角窗。 1 >整体尺寸限定

(1)房屋总高度与层数

多层砌体房屋的抗震能力与房屋的总高度直接相关。震害调査资料表明：随层数增多，砌体房尾的破坏稈度也随之加重，倒塌率与房屋的层数近似成正比。因此，对房屋的高度与层数要给予一定的限制。《抗震规范》对砌体房的总高度与层数的限值见表6.13。 对医院、教学楼等横墙较少的房屋，总高度应比表6.13的规定相应降低3m,层数应相应减少1层；对各层横墙很少的房屋，还应再减少1层。横墙较少指同一楼层内开间大于4.2m的房间占该层总面积的40%以上的横墙很少指同一楼层内开间不大于4.2m的房间占该层总面积不到20%，且开间大于4.8m的房间占该层总面积的30%以上。

采用蒸压灰砂砖和蒸压粉煤灰砖的砌体房屋，当砌体的抗剪强度仅达到普通黏土砖砌体的70%时，房屋的层数应比普通砖房减少1层，总高度应减少3m。当砌体的抗剪强度达到普通黏土砖砌体的取值时，房屋层数和总高度要求同普通砖房屋。 6度7度时，横墙较少的两类多层砌体房屋，当按规定采取加强措施并满足抗震承载力要求时，其高度和层数仍应允许按表6.13规定采用。

表6.13房屋的层数和总高度（m)限值 房屋类别 最小厚度 烈度 6 7 8 9 0.05g 0.10g 0.15g 0.20g 0.30g0.40g 高 层 高 层 高 层 髙 层 高 层 高君 层度 数 度 数 度 数 度 数 度 数 度 数 多层砌 体房屋 普通砖 多孔砖 多孔砖 小砌块 底部框架-抗震墙砌体房 屋 普通砖 多孔砖 多孔砖 小砌块 240 240 190 190 240 190 190 21 7 21 21 7 18 6 15 5 12 4 7 21 7 21 7 18 6 18 6 15 5 9 3 21 7 18 6 15 5 15 5 12 4 - — 21 7 21 7 18 6 18 6 15 5 9 3 22 7 22 7 19 6 16 5 - - - - 22 7 19 6 16 5 13 4 - - - - 22 7 22 7 19 6 16 5 - - - - 注:①房屋的总高度指室外地面到檐□或主要屋面板板顶的高度，半地下室从地下室室内地面算起，全地下室和嵌固条件好的半地下室可从室外地面箅起；带阁楼的坡屋面应算到山尖墙的1/2高度处。

②室内外高差大于0.6m时，房屋总高度可比表中数据适当增加，但增加量不应多于1m。

③乙类的多层砌体房屋仍按本地区设防烈度査表，但层数应减少1层且总高度应降低3 m。不应采用底部框架-抗震墙砌体房屋。

④本表小砌块砌体房屋不包括配筋混凝土小型空心砌块砌体房屋。

(2)房屋的高宽比

当房屋的高宽比大时，地震时易发生整体弯曲破坏。多层砌体房屋不做整体弯曲

验算，但为了保证房屋的稳定性，房屋总高度和总宽度的最大比值应满足表6.14的要求。

表6.14房屋最大高宽比 3>局部尺寸限定 （1）层高限制

普通砖、多孔砖和小砌块砌体承重房屋的层高，不应超过3.6m。当使用功能确有需要时，采用约束硬体等加强措施的普通砖砌体的层高不应超过3.9m。当底层采用约束砌体抗震墙时，底层的层高不应超过4.2m。 （2）抗震横墙的间距

多层砌体房屋的横向地震力主要由横墙承担，抗震横墙数和间距对多层砌体房屋的抗震性能影响很大。横墙数量多、间距小，结构的空间刚度大，抗震性能好，反之抗震性能差。横墙间距的大小还与楼盖传递水平抗震力的需求相联系，过大时，楼盖刚度可能不足以传递水平地震力到相邻墙体。因此多层砌体房屋的抗震横墙间距不应超过表6.15中的规定值。

?6.15多层砌体房屋抗震横墙最大间距 单位:m 房屋类别 烈度 7 9 多层 现浇和装配整体式钢15 15 11 7 9 4 砌体 装配式钢筋混凝土楼II 11 木崖盖 9 9 4 - 底部框卜.部各S 同多S?体房屋 - 底部或底部两层 18|15|II - 架-抗庚 注:①多层砌体房屋的顶层，除木屋盖外，其最大横墙间距可适当放宽，应采取相应加强措施； ②多孔砖抗震横墙厚度为190mm时，最大横墙间距应比表中数值减少3m， (3>房屋的局部尺寸 为避免出现薄弱部位，以防止因局部破坏发展成为整栋房屋的破坏，多层砌体房屋的局部尺寸应符合表6.16要求。

表6.16房屋的局部尺寸限值 单位:m 部位 烈度 7 9 承*窗间墙最小宽度 1.0 1.0 1.2 1.5 承重外墙尽端至门窗洞边的最1.0 1.0 1.2 1.5 非承重外墙尽端至门窗洞边的1.0 1.0 1.0 1.0 内墙阳角至门窗洞边的最小距1.0 1.0 1.5 2.0 无描固女儿墙(非出人口处）的0.5 0.5 0.5 0.0 注:①局部尺寸不足时，应采取局部加强措*弥补，且S小宽度不宜小T1/4)3高和表列数据的80ft(

②出入口处的女儿墙应有锚固。 6.2.3多层砌体房屋的抗震计算

多层砌体房屋的抗震计算是对墙体抗侧力能力进行验算，具体而言是砌体房屋薄弱层的墙段的抗震验算多层砌体房屋的抗震计算基本步骤包括:地震作用与楼层剪力计算、墙体(或墙段)地震剪力分配、墙体(或墙段)抗震验算。 1>地震作用与楼层剪力计算 (1)计算简图

多层砌体房屋地震作用计算时，应以防震缝所划分的结构单元作为计算单元。在计算单元中各楼层的集中质点设在楼、屋盖标高处。各楼层质点重力荷载包括:楼、屋盖上的重力荷载代表值和上、下各半层墙体(含构造柱）的自重。多层砌体房屋的计算简图如图6.24所示。

计算简图中底部固定端的标髙取值：当基础埋置较浅时，取基础顶面；当基础埋置较深时，取室外地坪下0.5m；当有整体刚度很大的全地下室时，取地下室顶板顶面标高；当地下室刚度较小或半地下室时，取地下室室内地坪标髙，且地下室顶板算一层楼面。

(b)计算简图 （<0楼层地震剪力 田<5.24多层砌体房屋的计算简S

(2)楼层水平地震剪力

多层确体房屋层数一般不超过7层，且质量与刚度沿高度分布一般比较均匀，在地震作用下的变形以剪切变形为主。在抗震计算时一般只考虑单向水平地震作用，采用底部剪力法进行地震作用计爲。多层砌体房屋纵向或横向承重墙数量较多，房屋的侧向刚度大，其基本周期一般处于设计反应谱的平台段周期范围内，水平地震影响系数取地震影响系数最大值。则多层砌体房屋所受到的总地震作用标准值为：

FEk=amaxGeq

(6-44)

由于多层砌体房屋基本周期短，忽略高振型的影响，则任一质点i的水平地震作用标准值 F，为： (6.45)

作用于第i层的楼层地震剪力标准值K为〖层以上各层所受到的地震作用标准值之和’即: ^=Xf， (6.46)

对于突出屋面的屋顶间、女儿墙、烟囱等，鞭梢效应的影响，其地震作用应乘以地震增大系数3。但增大的2倍不应往下传递，即计算房屋下层层间地震剪力时不考虑上述地震作用增大部分的影响。

【例6.1】如图6.25所示4层砖砌体房屋，横墙承重，楼梯间突出屋顶。已知抗震设防 【解】（1)结构底部地震剪力标准值设防烈度为8度，则16 fEk= =0.85x0.16x念G；=2373kN

(2)楼层地震作用标准值和地震剪力标准值

由式(6.2)和式(6.3)及关于屋顶间的附加规定，计算结果见表6.17。

表6.17楼层地震剪力计算 楼/kN H， /(kN.GA ， /kN cH层 m) i'' /kN /m 屋4 3 2 250 16.4 4100 3300 13.4 44220 4200 10.4 43680 4200 7.4 31080 0.03 0.30 0.30 0.21 66 66x3=1712 778 704 14S2 501 1983 1 5500 4.4 24200 0.16 S 17450 147280

390 2373 2373 2>墙体(或墙段)地震剪力分配

(1)墙体的侧移刚度

当结构仅发生平移而不发生转动时，可将墙体视作下端固定、上端嵌固的构件。将下端固定、上端嵌固的墙体在顶端单位力作用下所产生的侧移称为墙体的侧移柔度，其倒数为侧移刚度，如图6.26所示。墙体在侧向力作用下的变形一般包含弯曲变形与剪切变形两部分，即： 剪切变形：

s

-=i=i. 弯曲变形：

(647)

Sb=Y1EI 式中七/—分别为墙体的水。

h、b、t——分别为墙体的髙度、宽度和厚度；

E、G一分别为墙体的弹性模量与剪切模量，一般G-0.4E；一截面剪应力不均匀系数，对矩形截面取1.2。

墙体在侧向力作用下总变形为：

^[(t)(|)]'

由式(6.49)可见，墙体在侧向力作用下总变形与墙体的高宽比相关，如图6.27所示。当h/bC时，墙体变形以剪切变形为主；当ft/6>4时，墙体变形以弯曲变形为主；当I

fi=

3+3

(649)

El '3(h/b) 当1

当A/6>4时，主要为弯曲变形，侧移很大，可不考虑墙体的侧移刚度，取K=0。

对于开有门窗洞口的墙体，不仅应考虑门窗间墙体变形的影响，还应考虑洞口上、下水平墙带变形的影响，如图6.28所示。因此，对开有洞口的墙体侧移刚度计算时，常根据洞U情况将墙体沿墙高划分为《条墙带，墙体顶端单位力作用下的侧移为各水平墙带侧移之和，即： (6.52)

则带洞口墙体的侧移刚度为：

(6.53)

对开有规则洞口的墙体（见图6.28(a))，将墙体划分为上、下无洞口的墙带和窗间墙段组成的墙带。对无洞口墙带，因其高宽比/?/6?1时，该墙带的刚度按式(6.50)计算；窗间墙墙带的刚度&等于各窗间墙段刚度&之和，其根据墙段的高宽比确定D

对于开有不规则洞口的墙体(见图6.28(b)在规则洞口墙体划分的墙带基础上，再沿 I——t——；^——L—>J.——^ i>、I

(b)不规则洞口图6.28多洞a墙体

墙带的长度方向，根据门洞及窗洞的布置特点，将墙带划分为几个单元墙片，单元墙片的刚度确定方法类似于规则洞口墙体的方法，墙片由墙段组成。如图6.28(b)所示，将带有窗洞和门洞的墙带再划分为4个墙片，其侧移刚度分别为则墙体刚度为：

J

K= ------ ------- 「 (6.54) r

【wl++[?3+尺*4K3式中《W]=~ j’^= ￡，尺: j'

+

#CUK2，+Aj2 Ki2A^23尺24 《13K2S+Kx

(2)楼层地震剪力的分配

楼层地S剪力V，—般假定由各层与K，方向一致的各抗震墙体共同承担，即横向地震作用全部由横墙承担，纵向地震作用全部由纵墙承担。其在各墙体间的分配主要取决于楼盖的刚度(类型）和各墙体的抗侧移刚度。横向地震剪力分配时，根据楼盖水平刚度将楼盖分为刚性楼盖、中等刚度楼盖和柔性楼盖；而纵向抗震剪力分配时，由于结构纵向刚度都很大，通常将其视作刚性楼盖。

①刚性楼盖。刚性楼盖是指抗震横墙间距满足表6.15的现浇钢筋混凝土楼盖或装配整体式钢筋混凝土楼盖。在横向水平地震作用下，刚性楼盖在其水平面内产生的变形很小，将楼盖在其平面内视为绝对刚性的连续梁，各横墙视作梁的弹性支座，如图6.29所示。当结构和荷载均对称时，各横墙的水平位移相等，即各弹性支座的位移相等t设第i层共有m道横墙，其中第y道横墙承受的地震剪力为V。，有： =K (6.55)

式中，&为第_/道横墙的侧移刚度\\与楼i层间侧移4的乘积： %=M’ (6.56) 将式(6.56)代人式(6.55>有：次=

将式(6.57)代人式(6.56)有： (6.58)

即刚性楼盖的各横墙地震剪力按扰震横墙的侧移刚度比例进行分配。

当同层墙体材料及高度均相同，且只考虑剪切变形时，将式(6.50)代人式(6.58)有： (6.59)

即对刚性楼盖，当各抗震墙的高度、材料均相同时，其楼层地震剪力可按各抗震墙的横截面面积比进行分配。

②柔性楼盖是指木结构楼盖等。由于柔性楼盖的水平刚度小，在水平地震作用下楼盖平面内变形除平移外还有弯曲变形，楼盖平面内各处水平位移不相等。可近似将楼盖视作简支于各横墙的一多跨简支梁，如图6.30所示。各片横墙产生的水平位移取决于其邻近从属面积上楼盖重力荷载代表值所引起的地震作用，则第i层第/道横墙所承相的地震剪力可根据该墙从属面积上重力荷载代表值的比例进行分配，即： (6.60)

式中——第i层第j道横墙从属面积上的重力荷载代表值；

G，——第t层楼盖总重力荷载代表值。

当楼盖单位面积上的重力荷载代表值相同时，上述计算可进一步简化为按各墙承担的竖向荷载从属面积的比例进行分配，即： 96.30柔性楼盖计算面图 (6.61)

式中<——第i层第_/道墙体的从属荷载面积，一般等于该墙两侧相邻墙之间各一半建筑面积之

和：

A\\——第i层楼羞总面积。

③中等刚度楼盖。装配式钢筋混凝土楼盖属于中等刚度楼盖，其楼盖刚度介于刚件楼盖和柔性楼盖之间。因而各道横墙所承担的地震作用，不仅与横墙的侧移刚度相关，还与楼盖 的水平变形有关。一般取刚性楼盖和柔性楼盖两种计算结果的平均值，即 G，1^

(6-62)

Ka) 当墙高相同，所用材料相同且楼盖上重力荷载分布均匀时，

(3)墙段间地震剪力的分配

墙段宜按门窗洞口划分。对设置构造柱的小开口墙段按毛墙面计算的刚度，可根据开洞率乘以表6.18的墙段洞口影响系数来计算。开洞率为洞口水平截面面积与墙段水平毛截面面积之比，相邻洞口之间净宽小于500mm的墙段视为洞口。 表6.18墙段洞口彩响系数 开洞率 0.10 0.20 0.30 影响系数 0.98 0.94 0.8S 注:洞口中线偏离墙段中线大于墙段长度的1/4时，表中影嘀系数折减0.9:门洞的洞顶高度大于层高80%时，表中数据不适用:窗洞高度大于50??离B?丨，按I'J洞对等对待。

当墙体存在规则门窗洞口时（见图6.28(a))，上部墙带为水平实心墙带，在水平地震作用下则洞间墙段产生的侧移值应相等，因此窗洞间各墙段所承担的地震力可按各墙段的侧移刚度&比例进行分配。设第y道墙上共有*个墙段，则第r个墙段所分配的地震剪力^为：

当墙体存在不规则门窗洞口时（见图6.28(b))，可以采用两次分配法确定各洞口间墙段的地震剪力，即先确定各单元墙片的地震剪力，再计算单元墙片中各墙肢的地震剪力。如图

6. 28(b)所示，将作用于墙体的地震剪力按单元墙片侧移刚度（式(6.54))进行分配，再将作用于墙片的地震剪力按墙段的侧移刚度分配。

与墙体侧移刚度类似，墙段的侧移刚度根据各墙段的高宽比h/b确定。墙段的高宽比指层高与墙长之比，对门窗洞边的小墙段指洞净高与洞侧墙宽之比。计算高宽比A/6时，墙段高度ft取值:窗间墙取窗洞髙；门间墙取门洞高；门窗间墙取窗洞高；尽端墙取紧靠尽端的门洞或窗洞高，当时，仅考虑剪切变形，按式(6.50)计算；当1时，同时考虑弯曲及剪切变形，按式(6.51)计算；当h/b>4主要为弯曲变形，则侧移刚度取为0。 3>墙段的抗震验算

当墙段所受的地震剪力确定后，则可进行墙段的抗震验箅。包括验算墙段的确定、墙段的抗震抗剪承载力计算、墙段截面抗剪验算等。 ⑴验算的墙段

理论上所有的墙段都应进行抗震验算。根据经验，一般只需对纵、横向的不利墙段——含承受地震剪力较大的墙段、竖向压应力较小的墙段、局部截面较小的墙段进行截面验算3 (2)墙段的抗震抗剪承载力

砌体房屋抗震抗剪承载力的计算有两种半理论半经验的方法，即主拉应力强度理论和剪切摩擦强度理论。

主拉应力强度理论将砌体视为各向同性的弹性材料，认为当地震剪应力r与竖向荷载正应力A共同作用在砌体上，当阶梯形截面上产生的主拉应力不大于砌体的抗剪强度/，时，砌体不发生破坏。即：

=-y+y(-y)T^/， (6.65) 由式(6.65)有： 7 +Y (6.66)

剪切摩擦强度理论认为，砌体阶梯形截面的地震剪应力r满足式（6.67)时不会发生破坏： T?/，+/AO-0 (6.67)

从静力试验和计算分析结果看，当砂装强度等级高于M2.5，且1<*^吳4时，两者结果 相近；在/，较低且f相对较大时，两者的结果差异较大。

+2《抗震规范》对砖砌体的抗震抗剪承载力仍采用主拉应力强度公式，但由于砌块砌体房屋的震害经验较少，对砌块砌体则采用基于试验结果的剪切摩擦强度公式。引人正应力影响系数，将两种方法用统一的表达式给出，即地震作用下砌体沿阶梯截面破坏的抗震强度设计值统一表示为： /.e=U， (6.68)

式中/，——非抗震设计的砌体抗剪强度设计值，可按《砌体结构设计规范》（GB50003)采用； “——砌体抗震抗剪强度的正应力影响系数5对砖砌体，根据主拉应力强度理论，砌体强度的正应力影响系数表示为：

^rV-7； (.>

对于混凝土小砌块砌体，根据剪切摩擦强度理论.砌体强度的正应力影响系数表示为： [1+0.25爷 （令在5)

A

= 2.25+0.17(f-5)(^->5)

(6.70)

=

1+045

669

式(6.69)和式(6.TO)计算的“值列于表6.19中。 砌体类别 3_ 0.0 1.3.5.0 7.10.12.>16普通砖、0.80.1.1.41.1.92.0— 混凝土— 1.1.2.12.3.03.33.9注:为对应于重力荷载代表值的?体截面平均压应力。

(3)墙段截面的抗震抗剪承载力验算

墙段材料不同，墙体构造措施不同，墙段截面的抗剪承载力验算公式不同。下面分别介绍普通砖（多孔砖)墙段和小砌块墙段的截面抗剪承载力验算。 ①普通砖、多孔砖墙体： V矣^ (6.71)

式中V——墙体(或墙段)地震剪力设计值，为地震剪力标准值的1.3倍； A——墙体(或墙段)横截面面积，多孔砖取毛截面而积； yKE——承载力抗震调整系数，一般抗震墙=1.0，两端均有构造柱、芯柱约束的抗震墙yBE=0.9，

自承重墙体7be=0.\。 ②水平配筋普通砖、多孔砖墙体: ?+fs/yh>llh) (6.72)

式中4——墙体横截面面积，多孔砖取毛截面面积； U——钢筋抗拉强度设计值；

——层间墙体竖向截面的水平钢筋截面总面积，配筋率应不小于0.07%且不大于0.17%； 一钢筋参与工作系数，可按表6.20采用。

表6.20钢筋参与工作系数 墙体高宽0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 {， 0.10 0.12 0.14 0.15 0.12

当按式(6.72)验算不满足时，可在墙体（或墙段〉中部设置截面不小于240mmx240mm(墙厚190mm时为240mmx190mm)且间距不大于4m的构造柱来提高抗剪承载力，则可按下列简化方法验算：

+6/人+0.08/，丄 (6.73)

式中次——墙体(或墙段）中部构造柱的横截面总面积。对横墙和内纵墙，当忠>0.154时，

取0.15_4；对外纵墙人>0.25/4时，取0.25A。

/，——墙体(或墙段〉中部构造柱的混凝土轴心抗拉强度设计值。

Ak——墙体(或墙段）中部构造柱的纵向钢筋截面总面积。配筋率不小于0.6%，大于1.4%时取1.4%0U^——分别为墙体水平钢筋、构造柱钢筋抗拉强度设计值。

L——墙体(或墙段）中部构造柱参与工作系数。居中设一根构造柱时，取0.5；构造柱数量多于一根时，取0.4=r，c—墙体（或墙段)约束修正系数，一般取1.0；构造柱间距不大于3.0m时取1.1。/L——层间墙体竖向截面的总水平钢筋面积，无水平钢筋时取0.0。 ③混凝土小型砌块墙体，多采用芯柱配筋方式，抗震承载力验算表达式为： v?—[/ve-4+(0.3/A+0.05/?AJfJ (6.74)

7RE

式中/，——芯柱混凝土轴心抗拉强度设计值； (——芯柱截面总面积；

A.——芯柱钢筋截面总面积；

{c——芯柱参与工作系数，按表6.21査取，表中填孔率p系指芯柱根数(含构造柱和填实孔

洞数量)与孔洞总数之比。

表6'21芯柱参与工作系数 填孔率P p<0.15 0.I5^p<00.25?p<0p^O.5 1.0 1.10 1.15

【例6.2】结构同例6.U该结构采用现浇钢筋混凝土楼(屋)盖，所有墙厚均为240mm，墙体砖的强度等级为MU15，混合砂浆为M7.5。底层③轴线上开有两个窗洞，尺寸分别为0.9mxl.5m

2

和1.2mxl.5m，已知该墙肢半高处的截面平面压应力(rrO.SN/niin。试进行底层_线上b墙肢的抗震强度验算。

【解】（1)墙体地震剪力的分配 该结构抗震横墙间距满足表6.15要求，采用楼（屋）盖为现浇钢筋混凝土板，为刚性楼盖。因墙髙相同、墙体材料相同，可按式(6.59)计算底层③轴线墙体所分配的地震剪力。例 6. 1中已计算出底部剪力K=2373kN。

Al%i=(5.1+0.24-0.9-1.2)x0.24m2=0.78m24

2J2

=(5.34x7+12.24x2)x0.24m+0.78m=15.63m

22

V，，3=2373kNxO.78m/15.63m=118.42kN <2)墙肢地震剪力的分配

该墙体为有规则洞口的墙体，则底层③轴线上a、b、c墙肢的地震剪力按各墙肢的侧移刚度采用式(6.64)分配，侧移刚度根据高宽比不同分别按式(6.50)或式(6.51)计算。

墙肢a:

3

A/i=1.5/1.12=1.34>1按弯剪变形考虑Ka=l/(1.34+3xl.34)=0.156 墙肢b:

3

ft/6=1.5/1.0=1.5>1按弯剪变形考虑^=1/(1.5+3xl.5)=0.127 墙肢c:

5

^/6=1.5/1.12=1.34>1按弯剪变形考虑=1/(1.34+3x1.34)=0.156

?m 墙肢b分配的地震剪力为：

Vb=118.42kNxO.127/(0.156+0.127+0.156)=34.26kN (3)墙肢b抗震强度验算

根据《砌体结构设计规范>(GB50003—2001)，砖砌体的抗剪强度值/v=0.14N/mm\\根据已知条

2

件，墙肢b半高处的截面平面压应力q=0.8N/mm，则a。//，=5.72，査表6.19可知砌体强度的正

应力影响系数“=1.54，按式（6.68)计算墙体的抗震抗剪承载力/，E=1.54xO.14N/mm=0.22N/mm。按式￠6.71)有:

^=0.22x1000x240/1000kN=52.8kN>34.26kN墙肢b满足抗震要求。

6.2.4多层砌体房屋的抗震构造措施

结构抗震构造措施的主要目的是弥补抗震计算的不足、实现抗震设计目标、提高结构的整体性和抗震性能。多层砌体房屋的抗震构造措施主要有设置圈梁、构造柱、连接构造等 1)钢筋混凝土构造柱和芯柱

在多层砌体房屋中设置钢筋混凝土构造柱或芯柱的主要作用是约束墙体，使之有较高的变形能力，提髙结构的整体性和延性，有效防止地震下房屋的倒塌；构造柱或芯柱还能提高砌体的抗剪承载力，构造柱可提高抗剪承载力10%-30%，其提高程度与墙体的高宽比、竖向压力和开洞情况有关。 ⑴构造柱

构造柱应设置在震害较严重、连接构造比较薄弱和应力集中等位置。根据抗震设防烈度、房屋层数和部位不同，表6.22列出了砖房构造柱设置要求^对外廊式或单面走廊式的多层砖房，应根据房屋增加1层后的层数按表设置构造柱。横墙较少的房屋，应根据房屋增加1层后的层数按表设置构造柱；当横墙较少的外廊、单面走廊式房屋，当6度不超过4层、7度不超过3层和8度不超过2层时，应按增加2层的层数对待。各层横墙很少的房屋，应按增加2层的层数设计构造柱。单面走廊两侧的纵墙均应按外墙处理。

表6.22多展砖砌体房S构進柱设置要求 房屋层数 各种层数和烈度均随层数或烈度变化6789设置的部位 而设置的部位 四三、二 楼、电梯间四角，隔12m或单元横墙、四 、楼梯斜梯段上下端与外墙交接处；楼梯五 五 四三 二 错层部位横墙与外对应的墙体处； 隔开间横墙间对应的另一侧内六(轴线) 与外墙交接处；山墙七 S&5*纵墙交接处较大洞U两侧；大内墙（轴线〉与外六 五 三 房间内外墙交接处 墙交接处：内墙的注:较大洞a，内墙指不小于2.1m的洞口；外墙在内外墙交接处已设置构造柱时应允许适当放寬，但洞口侧边的埔体应加强。

采用蒸压灰砂砖和蒸压粉煤灰砖的砌体房屋，当砌体的抗剪强度仅达到梓通黏土砌体的70%时，应根据增加1层的层数设置构造柱；当6度不超过4层，7度不超过3层和8度不超过2层时，应按增加2层的层数对待；各层横墙很少的房屋，应按增加2层的层数设计构造柱。 构造柱如图6.3丨所示，应满足以下构造要求：

田6.31构造柱

①构造柱的最小截面尺寸可采用180 mmx240mm(墙厚190mm时为180mmx190mm)。构造柱混凝土强度等级不应低于C20。纵向钢筋宜采用4+12，箍筋间距不宜大于250tnm，且在柱上下端适当加密。在6度、7度区超过6层，8度区超过5层和9度区，构造柱纵筋宜采用 箍筋间距不宜大于200mm。房屋四角的构造柱应适当加大截面及配筋。

②对钢筋混凝土构造柱的施工，应要求先砌墙、后浇柱6墙、柱连接处宜砌成马牙槎，并应沿墙高每隔500ram设2狀水平钢筋和44分布短筋平面内点焊组成的拉结网片或4*4点焊钢筋网片，每边伸入墙内+宜小于1m。6度、7度时底部1/3楼层，8度时底部1/2楼层，9度时全部楼层，上述拉结钢筋网片沿墙体水平通长设置。

③构造柱与圈梁连接处，构造柱的纵筋应在圈梁纵筋内侧穿过，保证构造柱纵筋t下贯通。

22

④构造柱可不单独设置基础，但应伸入室外地面下500mm，或与埋深小于500mm的基础圈梁相连。

⑤当房屋高度和层数接近表6.13上限时，横墙内构造柱间距不宜大于层高的2倍；下部1/3楼层的构造柱间距适当减小；外纵墙开间大于3.9m时，应另设加强措施；内纵墙的构造柱间距不宜大于4.2。

(2)芯柱

为/增加混凝土砌块房屋的整体性和延性，提高其抗倒塌能力，在墙体规定部位将砌块竖孔浇筑成钢筋混凝土芯柱，也可设置替代芯柱的钢筋混凝土构造柱。

混凝土小砸块房屋芯柱设置部位见表6.23。外廊式或单断走廊式的多层砖房、横墙较少的房屋、各层横墙很少的房屋，应满足其与分别增加层数的对应要求.增加层数与构造柱规定相同。

表6.23多层小砌块房厘芯柱设置要求 房尾层数 设置部位 设置数量 6789四三二、 外墙转角，楼、电外墙转角，灌实3、、三 梯间四角，楼梯斜个孔； 五 四 梯段上下端对应的内外墙交接处，灌实墙体处； 4个孔； 大房间内外墙交接楼梯斜梯段上下端六 五 四 同上； 对应的墙体处，灌隔开间横墙（轴线）实2个孔 与外纵墙交接处 外墙转角，癯实七 六 五 二 同h； 5各内墙(轴线>与外个孔； 纵墙交接处：内纵内外墙交接处，灌实4个孔；内墙交 七 S三 墙与横墙（轴线〉同上； 外墙转角，灌实7六 横墙内芯柱间距不个孔； 大于2m 内外墙交接处，灌实5个孔：内墙交注:外墙转角、内外*交接处、楼电梯间四角等部位，应允许采用钢筋混凝上构造柱替代部分芯柱。

混凝土小砌块房屋芯柱应满足以下构造耍求：

①芯柱截面不宜少于120mmX120mm，芯柱混凝土强度等级不应低于C20。 ②竖向钢筋应贯通墙身且应*5每层圈梁连接。插筋不应小于14>12；对6度、7度时超过5层，8度时超过4层和9度时，插筋不应少于1由14。

③芯柱应伸入室外地面下500 mm或与埋深小于500mm的基础圈梁相连。

④为提高墙体抗震抗剪承载力而设置的芯柱，宜在墙体内均匀布置，最大净距不宜大于m， ⑤芯柱与墙连接处应设置拉结钢筋网片，网片可采用直径4mm的钢筋点焊而成，沿墙高每隔600mm设置，并应沿墙体水平通长设置。6度、7度时，底部1/3楼层；8度时，底部1/2楼层；9度时，全部楼层。上述拉结钢筋网片沿墙高间距不大于400mm。 2) 圈梁

圈梁是砌体房屋的一种经济有效的抗震措施，可以提高房屋的抗震能力，减轻震害D圈梁的主要作用有：

①加强纵横墙之间、墙体与楼(屋)盖间的连接，提高墙体的稳定性和结构的整体性；

②与构造柱一起可以有效地约束墙体斜裂缝的发展，保证墙体的整体性和变形能力，提高墙体的抗剪能力；

③可以有效地抵抗由于地震或其他原因引起的地基+均匀沉降对房屋的破坏作用。装配式钢筋混凝土楼（屋)盖或木楼(屋〉盖的砖房，横墙承重时应按表6.24的要求设置圈梁；纵墙承重

时，应每层设置圈梁，且抗震横墙上的圈梁间距应比表6.24的要求适当加密。现浇或装配整体式钢筋混凝土楼、屋盖的多层砖房，?楼、屋盖与墙体有可靠连接时可不设圈梁。

表6.24多居砖砌体房屋现浇钢筋混凝土圈梁设置要求 墙类 烈度 6，7 8 9 外墙及内屋盖处及每层楼屋盖处及每层屋盖处及每内横墙 同上； 同上； 同h: 屋盖处间距不应各层所有横墙，各层所有横大于4.5m；楼盖处a间距不应大于墙 间距不应大于4.5m；

圈梁应满足以下构造要求：

①应采用现浇钢筋混凝土圈梁。

②圈梁应闭合，遇有洞U应上下搭接。圈梁宜与预制板设在同一标高或紧靠板底。

③圈梁在表6.24要求间距范围内尤横 表6.25圈梁配筋要求墙时，应利用梁或板缝中配筋替代圈梁。

④圈梁的截面高度不应小于120mm，配筋应符合表6.25的要求。为加强基础整体性和刚性而设置的基础圈梁，其截面高度不应小于180mm，配筋不应少于4办12。

砌块房屋的现浇钢筋混凝土圈梁的设置位置与多层砌体房屋圈梁的要求相同。圈梁的宽度不应小于190mm，配筋不应少于4^2，箍筋间距不应大于200mm。 3>连接

①墙体间的拉结6度、7度时长度大于7.2m的大房间，以及8度、9度时外墙转角及内外墙交接处，应沿墙高每隔500mm配置2<{>6的通长钢筋和￠4分布短筋平面内点焊组成的拉结网片或<(*4点焊网片。

多层小砌体房屋，6度时超过5层、7度时超过4层、8度时超过3层和9度时在底层和顶 层的窗台标高处，沿纵横墙应设置通长的水平现浇钢筋混凝土带:其截面髙度不小于60mm，纵筋不少于24*10，并应有分布拉结钢筋；其混凝土强度等级不应低于C20。

②楼板与墙体及楼板间的连接。现浇钢筋混凝土楼(屋)面板伸进纵、横墙内的长度均不应小于120mm。对装配式钢筋混凝土楼板或屋面板，当圈梁末设在板的同一标高时，板端伸进外墙的长度不应小于120mm，板端伸进内墙的长度不应小于100mm或采用硬架支模连接，在梁上不应小于80mm或采用硬架支模连接。当板的跨度大于4.8m并与外墙平行时，靠外墙的预制板侧边应与墙或圈梁拉结，如图6.32所示。 房屋端部大房间的楼板，6度时房屋的屋盖和7~9度时房屋的楼、屋盖，当圈梁设在板底时，钢筋混凝土预制板应相互拉结(见S6.33)，并应与梁、墙或圈梁拉结。

图6.32预制板边与外墙拉强 田6.33楼板与内墙或圈粜的拉结

③屋架（梁)与墙（柱）的连接。楼、屋盖的钢筋混凝土梁或屋架应与墙、柱（包括构造柱）或圈梁可靠连接，不得采用独立砖柱。跨度不小于6m大梁的支承构件应采用组合砌体等加强措施，并满足承载力要求。

坡S顶房屋的屋架应与顶层圈梁可靠连接，檩条或屋面板应与墙及屋架可靠连接，房屋出人口处的檐口瓦应与屋面构件锚固。采用硬山搁檩时，顶层内纵墙顶宜增砌支承山墙的踏步式墙垛，并设置构造柱，以防端山墙外闪? 4)楼梯间

历次地震中楼梯间的震害较重，曾多次发生楼梯间局部倒塌，当楼梯间设置于房屋端部时震害更重。地震时楼梯间是疏散人员和进行救灾的要道，因此，对其抗震构造措施要给予足够的重视6

顶层楼禅间墙体应沿墙高每隔500mm配置2栌的通长钢筋和￠4分布短筋平面内点焊组成的拉结网片或10的钢筋混凝土带或配筋砂浆带，配筋砖带不少于3皮，每皮的配筋不少于2

装配式楼梯段应与平台板的梁可靠连接，8度、9度时不应采用装配式楼梯段；不应采用墙中悬挑式踏步或踏步竖肋插入墙体的楼梯，也不应采用无筋砖砌栏板。 突出屋顶的楼、电梯间，构造柱应伸到顶部，并与顶部圈梁连接，所有墙体应沿墙高每隔500mm配置2抽的通长钢筋和￠4分布短筋平面内点焊组成的拉结网片或<}>4点焊网片。 6.2.5底部框架-抗震墙房屋抗震设计

概述

底部框架?抗震墙房屋主要指结构底层或底部两层采用钢筋混凝土框架-抗震墙的多层砌体房屋。这类结构主要应用于底部笛要大空间，而上部房屋开间较小的多层房屋，如底层设置商店、餐厅的多层住宅、旅馆、办公楼等建筑。

底部框架-抗震墙房屋的地震震害特点为:震害大多发生在底层，一般上层震害轻而底层震害重；通常底层各构件震害表现为墙比柱重、柱比梁重。其主要原因是该类结构底柔上刚，竖向刚度发生突变，在刚度相对薄弱的底层形成变形集中。因此底部桓架-抗震墙砌体房屋的总高度和层数不宜超过表6.13的限值。 .

为了防止底部框架-抗震墙房屋底部因变形集中而发生严重的震害，要求底部框架部分不得采用纯框架，必须加设抗震墙，并对侧向刚度比加以限定c 8度时应采用钢筋混凝土抗震墙，6度、7度时应采用钢筋混凝土抗震墙或配筋小砌块砌体抗震墙。6度且总层数不超过4层的底层框架-抗震墙砌体房屋，应允许采用嵌砌于框架之间的约束普通砖砌体或小砌块砌体抗震墙，但应计入砌体墙对框架的附加轴力和附加剪力并进行底层的抗震验算。底部抗震横墙的间距应满足表6.15的要求。 底部框架-抗震墙房屋抗震墙的数量根据侧向刚度比确定。底层框架?抗震墙房屋的纵横两方向，第二层计入构造柱影响的侧向刚度与底层侧向刚度的比值，6度、7度时不应大于

2. 5，8度时不应大于2，且均不应小于1.0。对于底部两层框架-抗震墙ffi)体房屋，底层与底部第二层侧向刚度应接近；第三层计入构造柱影响的侧向刚度与底部第二层侧向刚度的比值，6度、7度时不应大于2.0，8度时不应大于1.5，且均不应小于1.0。 第二层与底层侧向刚度比值按下式计算：

T==675

^.(.)式中k，、k2——分别为底层、二层的侧向刚度；

^.ml——分别为底层框架内单片砖墙、二层抗侧力单片砖墙体的侧向刚度，按式(6.50)或式

(6.51)计算；

—底层单片钢筋混凝土抗震墙的侧向刚度，应同时考虑剪切变形和弯曲变形的影响，近似按式(6.51)计算；

K——底层单柱的侧向刚度，按改进的反弯点法计算。

1) 2)

抗展计算

底部框架-抗震墙砌体房屋与多层砌体房屋的抗震计算，同样取水平地震影响系数+=

顶部附加地震影响系数&=0，同样采用底部剪力法计算底部框架-抗震墙房屋的地震作用。底部框架以上砌体房屋部分的抗震计算与多层砌体房屋相同，本节主要介绍底部框架部分的抗震计算。

(1)

底层地震剪力设计值

为了减轻底部的薄弱程度，《抗震规范》规定:底层框架-抗震墙砌体房屋的底层地震剪力设计值应将底部剪力法所得底层地震剪力再乘以增大系数，即

(6.76)

式中4为地震剪力增大系数，与第二层与底层侧向刚度之比y有关，f=当计算的f<1.2时，取f=1.2；f>1.5时，取芒=1.5。

对于底部两层框架房屋的底层与第二层，其纵、横向地震剪力设计值亦均应乘以增大系数f (2) 底层抗侧力构件的内力分配及抗震计算

底部框架柱和抗震墙的设计按两道防线的思想进行:在结构弹性阶段，不考虑框架柱的抗剪贡献，而由抗震墙承担全部纵向或横向的地震剪力；在结构进人弹塑性阶段后，考虑到抗震墙的损伤，由抗震墙和框架柱共同承担地震剪力。

抗震墙承担的地震剪力按其有效侧向刚度比例进行分配，第i片抗震墙分配的地震剪力为：

^='

(677)

根据试验研究结果，钢筋混凝土抗震墙开裂后的有效侧向刚度约为初始弹性刚度的30%，砖抗震墙或小砌块砌体抗震墙的有效侧向刚度约为弹性刚度的20%，则第i柱所承担的地震剪力为：

\ra+Z尺.

地震作用将对整个结构底层顶部产生地震倾覆力矩，其在底层抗震墙和框架柱之间按抗震墙和根架柱的有效侧向刚度的比例进行分配5框架柱的设计应考虑地震倾覆力矩引起的附加轴力。

如图6.34所示，作用丁整个结构底部框架-抗震墙的顶部地震倾覆力矩况，可按下式计算： M，= (6.79)

底部框.架-抗震墙砌体房屋中嵌砌于框架之间的普通砖或小砌块的砌体墙时，底部框架柱的轴向力和剪力，应计入砖墙或小砌块墙引起的附加轴向力iVf和附加剪力V，，分别按下式计算： N，=V，H，/l (6.80) V<=V， 式中氏——墙体承担的剪力设计值，柱两侧有墙时可取二者的较大者； H，、1~~分别为框架的层高和跨度。

底部框架柱、框架梁、钢筋混凝土墙的抗震验算

底部中枢架柱、托墙梁、钢筋混凝土抗震墙按6.1节进行抗瘦验算?底部混凝土框架的抗震等级，6、7、8度应分别按三、二、一级采用；底部混凝土墙体的抗震等级，6、7、8度应分别按三、三、二级采用。 (4) 底部嵌挪f框架之间的普通砖抗震墙或小砌块墙及两端框架柱的抗震计算底部嵌砌于框架之间的普通砖抗震墙或小砌块墙及两端框架柱，其抗震受剪承载力应按下式验算：

\VrEv r，^(，8I)?REc

式中K~嵌砌普通砖墙或小砌块墙及两端框架柱剪力设计值；

心碎墙或小砌块墙水平截面的计算面积，无洞口时取实际截面的1.25倍，有洞口时取截面净面积，但不计入宽度小于洞口高度1/4的墙肢截面面积；

——分别为底层框架柱上下端的正截面受弯承载力设计值，可按现行国家标准《混凝土结构奶十规范》(GB50010)非抗震设计的有关公式取等号计算；

H0——底层框架柱的计算高度，两侧均有砌体墙时取柱净高的2/3，其余情况取柱净高； yREc——底层框架柱承载力抗震调整系数，可采用0.8；

Tre.——砌普通砖墙或小砌块墙承载力抗震调整系数，可采用0.9。 3>抗震构造措施

(3)

(678)

(1>材料强度要求

框架柱、混凝土抗震墙和托墙梁的混凝土强度等级不应低于C30；过渡层砌体块材的强度等级不应低于MU10；砖砌体砌筑砂浆强度等级不应低于M10；砌块砌体勘筑砂浆强度等级不应低于MblOe

(2) 底部框架-抗震墙房屋的上部抗震构造措施

底部框架-抗震墙房尾的上部结构的构造与一般多层砌体房屋相同。但构造柱的截面不宜小于240mmx240mm(墙厚190mm时为240mmx190mm)，构造柱的纵向钢筋不宜少于4<()14，箍筋间距不宜大于200mra；芯柱每孔插筋不应小于￠14，芯柱之间沿墙高应每隔400mm设焊接钢筋网片。构造柱应与每层圈梁连接，或与现浇楼板可靠拉结。

与底部框架-抗震墙相邻的上一层砌体楼层称为过渡层。过渡层的震茗较重，因此过渡层抗震措施应适当加强。上部砌体墙的中心线宜与底部的框架梁、抗震墙的中心线相重合；构造柱或芯柱宜与框架柱上F贯通；过渡层应在底部框架柱、混凝土墙或约束砌体墙的构造柱所对应处设置构造柱或芯柱，墙体内的构造柱间距不宜大于层高，芯柱最大间距不宜大于 1 过渡层构造柱的纵向钢筋，6度、7度时不宜少于4叫6，8度时不宜少于4?18；过渡层芯柱

7

的纵向钢筋，6度、度时不宜少于每孔14*16，8度时不宜少于每孔1?^%一般情况下，构造柱或芯柱纵向钢筋应锚人下部的框架柱或混凝土墙内，当纵向钢筋锚固在托墙梁内时，托墙梁的相应位置应加强。

(3) 底部框架-抗震墙房屋的下部框架-抗震墙层的抗震构造措施

①楼盖。过渡层的底板应采用现浇钢筋混凝土板，板厚不应小于120mm，并戍少开洞、 开小洞，当洞□尺寸大于800mm时，洞口周边应设置边梁。 钢筋混凝土托墙梁的截面宽度不应小于300mm，梁的截面高度不应小于跨度的1/103箍筋的直径不应小于8mm，间距不应大于200mm；梁端在1.5倍梁高且不小于1/5梁净跨范围内，以及上部墙体的洞口处和洞口两侧各500mm且不小于梁高的范围内，箍筋间距不应大于100mm。沿梁高应设腰筋，数量不应少于2

③约束砖砌体抗震墙。墙厚不应小于240 mm，应先砌墙后浇框架。墙长大于4m和洞口两侧应在墙内增设钢筋混凝土构造柱。沿框架柱每隔300mm配置248水平钢筋和

④约束小硕块砌体抗震墙。墙厚不应小于190 mm，应先砌墙后浇框架3墙长大于4m和洞口两侧应在墙内增设芯柱。沿框架柱每隔400mm配置2狀水平钢筋和如分布短筋平面内点焊组成的拉结网片，并沿砌块墙水平通长设置；在墙体半髙处还应设置与框架柱相连的钢筋混凝土水平系梁，系梁不应小于190mmx190mm，纵筋不应小于4^2，箍筋直径不应小于<1>6，间距不应大于200mm，

⑤底部框架?抗震墙砌体房屋的框架柱。柱的截面不应小于400 mmx400mm，圆柱直径不应小于450mm；柱的轴压比，6、7、8度时分别不宜大于0.85、0.75、0.65；柱的纵向钢筋最小总配筋率，当钢筋的强度标准值低于400MPa时，中柱在6度和7度时不应小于0.9%，8度时不应小于1.1%；边柱、角柱和混凝土抗震墙端柱在6度和7度时不应小于1.0%，8度时不应小于1.2%；柱的箍筋直径，6、7度时不应小于8mm，8度时不应小于10tnm，并应全高加密箍筋，间距不大于100mm；柱的最上端和最下端组合的弯矩设计值应乘以增大系数，一、二、三级的增大系数应

分别按1.5J.25、1.15采用。 6.3多层和蒼j钢结构房屋抗液设计_

6.3.1多层和高层铟结构房屋主要震害特征

钢结构具有强度髙、延性好、重量轻的优点3总体来说，在同等场地、同等烈度条件下，钢结构房屋的震害较钢筋混凝土结构房屋的震害要轻一些，但也不能完全忽视钢结构的震害a多高层钢结构在地震中的破坏形式有三种:节点连接破坏、构件破坏、结构倒塌。目前钢结构房屋的震害资料积累还不够丰富，仅在1985年9月19日墨西哥地震、1994年1月17日美国Northridge抗震J995年1月17日日本阪神地震、1999年9月21日台湾集集地震、2008年5月12日中国汶川地震等地震中取得了一些震害资料，其中以日本阪神地震中的钢结构房屋震害资料最为丰富。阪神地震后，日本建筑学会近畿钢结构委员会对988幢钢结构房屋的震害进行了统计，见表6.26；同时，对几个强震区的钢结构房屋震害进行了统计，见表6.27；日本建筑学会公布的钢结构房屋的总体破坏比率见表6.28。

表6.2619汜年日本阪神地震中988镛钢结构房屋震害情况 破坏程倒塌 严重中等小破坏 幢数 90 332 266 300 所占比9.1 33.6 26.9 30.4

表6.271995年曰本阪神地震中几个强震区的钢结构房展震害情况 破坏程倒塌、严中等小破坏 轻做幢数 476 339 498 474 所占比26.6 20.0 27.9 26.5

表6.281995年日本阪神地震钢结构房屢的总体破坏率 单位:％ 建筑年代 房屋倒严局轻其1946—19615 20.0 40.0 20.0 20.0 0 1962—1971105 41.9 24.8 22.9 9.5 1.0 1972—1981156 17.3 23.1 47.4 10.9 1.3 1982—1991225 6.7 24.4 49.3 19.1 0.4 1991—199559 3.4 18.6 57.6 20.3 0

在2008年5月12日的中国汶川地震中，钢结构房屋的破坏相对混凝土结构房屋和砌体结构房屋轻得多。震害调查中发现:钢结构多为钢结构厂房，破坏也仅为局部破坏，完全倒塌的例子较少，常见的钢结构厂房破坏为围护结构破坏或吊顶及室内装饰破坏或设备倒塌，如图6.35所示。

(1)节点连接破坏

节点连接破坏主要有两种形式，一种是支撑连接破坏（见图6.36(a)、图6.36(b))，另一种是梁柱连接破坏(见图6.36(c)〉。由于节点传力集中、构造复杂、施工难度大，容易造成应力集中、强度不均衡现象，再加上可能出现焊缝缺陷、构造缺陷，节点破坏就更容易出现。 节点域的破坏形式比较复杂，主要有加劲板的屈曲和开裂、加劲板焊缝出现裂缝、腹板的屈曲和裂缝。

S6.35汶川地震中的钢结构厂房I(再

1994年关国Northridge地《和1995年日本阪神地琪造成；*很多梁柱刚性连接破坏，震丼调査发现t梁柱连接破坏大多发生在梁的F凳缘处，而上贫缘破坏较少。这可能有两种原因：一是，楼板与梁共同变形导致下S缘丨&力增大；二是，下翼缘從腹板位置焊接中断娃一个显著的焊缝缺陷。

(2>构件破坏构件破坏的主要形式有：

①支撑压屈。支撑构件为结构提供r较大的侧向刚度，当地#强度较大时，承受的轴向力（反复拉压)增加，如果支撐的长度、w部加劲板构造与主体结构的连接构造等出现问题，就会出现破坏或失稳=当支撐所受的压力超过其屈曲临界力时，即发生压屈破坏，如图6.37(a〉、（b>所示。 ②梁柱局部失稳。枢架梁或柱的局部屈曲是因为梁或杵在地震作用下反复受弯，以及构件的截Ifi尺寸和局部构造如长细比、板件宽厚比设计不合现造成的，如图6.37(c)所示。 ③柱水平裂缝或断裂破坏=丨995年H本阪神地震中，位于阪神地芘区芦屋滨的52栋高层钢结构ft宅，有57根钢柱发生水平裂缝破坏，如囡6.37(d)及凼6.37(e)所示。分析原因认为:竖向地震使柱中出现动拉力，由于应变速率高，使材料变脆，加h截面弯矩和剪力的彩响，造成柱水平断裂。

(⑴钢扑柱卩水弘裂缒 （e)钢柱柱身在句支撑连接处出现水平裂缝 EB6.37钢结构构件破坏 (3)结构倒塌

结构倒塌是地震中结构破坏进严《的形式。钢结构达筑尽管抗诶性能好，但在地震中也々倒塌发生。1985年壜西舟大地庙中有10栋钢结构房犀倒塌，1995年阪神地震中也有不少钢结构房屋倒塌。当结构布S不当、设汁不当或构造存在缺陷时就可能造成结构倒塌。 6.3.2多高S钢结构选切4布K

2

《抗震规范》规定的钢结构民丨U房闻的结构类铟和最人尚度列T-表6.9中。平面和竖向均不规则的钢结构，适用的最大作度1C适当降低。 结构体系 设防烈度 6、7度7度8度 9度<0(0.(0.(0.10^) <0.15為） 框架 110 90 90 70 50 框架?中心支220 200 180 150 120 框架?偏心支240 220 200 180 L60 撑(延性墙筒体<框筒、300 280 260 240 180 筒中筒、束

房屋的高宽比，特别是髙层建筑的高宽比，主要反映结构抗侧力刚度、抗弯刚度和整体抗倾覆等情况。此外，对于高层钢结构房屋，还涉及风荷载作用下建筑物内人员舒适感的问题，因此钢结构房屋的平面总宽度不宜过小。<抗震规范》规定的钢结构房屋的高宽比列于表6.30中。计算高宽比的高度从室外地面箅起，对于有大底盘的塔形建筑，计算髙宽比的高度从大底盘顶部算起。

表6.30钢结构民用房*的最大适用离宽比单位:!

烈度 6、7度 8度 9度 最大髙宽比 6.5 6.0 5.5

钢结构房屋应根据设防分类、烈度和房屋高度采用不同的抗震等级，并应符合相应的计算和构造措施要求。丙类建筑的抗震等级应按表6.31确定。

表6.31钢结构房屋的抗震等级 房屋6度 7度 8度 9度 在50m - 四 三 二 >50m 四 二 -

1>结构选窀 (1)框架体系

框架体系为由梁与柱构成的结构般由沿房屋纵横方向设置的多榀平面框架构成。这类结构的抗侧力能力主要取决于梁柱构件和节点的强度与延性。节点一般采用刚性连接。相对而言，框架体系的抗侧刚度较小，地震作用下的水平位移较大。

采用框架结构时，甲、乙类建筑和高层的丙类建筑，不应采用单跨框架，多层的丙类建筑不宜采用单跨框架。 (2)框架-支撑体系

框架-支撑体系是在框架体系中沿结构的纵、横两个方向均匀布置一定数量的支撑所形成的结构体系。支撑体系的布置由建筑要求及结构功能來确定，一般布置在端框架中、电梯井周围等处。支撑框架在两个方向的布置均宜基本对称，支撑框架之间楼盖的长宽比不宜大于3。支撑按其布置分为中心支撑和偏心支撑，其中中心支撑的斜杆一般两端均直接连在梁柱节点上，而偏心支撑的斜杆至少有一端偏离了梁柱节点，直接连在梁上c

抗震等级为三、四级且高度不大于50m的钢结构宜采用中心支撑，必要时也可采用偏心支撑、屈曲约束支撑等消能支撑。高层钢结构采用偏心支撑框架时，顶层可采用中心支撑。

中心支撑框架通过支撑能提高框架的侧向刚度，但支撑受压会屈曲，从而导致原结构承载力降低。抗震设防的中心支撑框架一般宜采用抗震性能较好的十字交叉支撑（见图6.38(a))，也可采用单斜杆支撑（见图6.38(b))、人字支撑（见图6.38(c))或V形支撑（见图

6.38(d))，不宜采用K形支撑（见图6.38(e))。这是因为在地震作用下，K形支撑中的斜杆与柱相交处存在较大的侧向集中力，在柱上形成较大的侧向弯矩，使柱更容易侧向失稳。当中心支撑采用只能受拉的单斜杆体系时，应同时设置不同倾斜方向的两组单斜杆(见图6.38

(a>十字交叉斜律（㈨单斜杆斜撑（<：>人字形斜攘

S6.38各种框架-中心支?结构体系

偏心支撑框架可通过偏心梁段剪切屈服限制支撑受压屈曲，从而保证结构具有稳定的承载能力和良好的耗能性能，而结构抗侧力刚度介于纯框架和中心支撑框架之间，如图6.39所示。

偏心支掙框架的每根支掙应至少有一端与框架梁连接，并在支撑与梁交点和柱之间或同一跨内另一支掙与梁交点之间形成消能梁段c (1) 框架-抗震墙板体系

框架-抗震墙板体系是以钢框架为主体，并配置一定数童的抗震墙板。抗震墙板可以根据需要布置在任何位置上。抗震墙板主要有以下三种类型：

①钢板抗震墙板。钢板抗震墙板一般采用厚钢板，其上下、左右两边缘可分别与框架梁和框架柱连接，一般采用卨强镍栓连接。钢板抗震墙板承担沿框架梁、柱周边的剪力，不承担框架梁上的竖向荷载。

②内藏钢板支撑剪力墙墙板。内藏钢板支撑剪力墙是以钢板为基本支撑，外包钢筋混凝土墙，一般做成预制墙板。预制墙板仅在钢板支撑斜杆的上下瑞节点处与钢框架梁相连，节点部位之外的墙板部分与钢框架不连。由于钢支撑有外包混凝土，故可不考虑支撑平面内和平面外的屈曲。

_竖缝钢筋混凝土抗震墙板。普通整块钢筋混凝土墙板由于初期刚度过高，地震时易首先斜向开裂发生脆性破坏而退出工作，造成框架超载而破坏，为此设计了带竖缝的抗震墙板。在墙板中设置若F条竖缝，将墙板分割成一系列延性较好的壁柱。多遇地震时，墙板处于弹性阶段，

侧向刚度大，墙板如同由桷架组成的框架板承担水平剪力。罕遇地震时，墙板处于弹塑性状态而在壁柱上产生裂缝，?柱屈服后刚度降低，变形增大，起到耗能减震的作用8 (2) 筒体体系

筒体结构体系具有较大刚度，有较强的抗侧力能力，能形成较大的使用空间，对于高层及超高层建筑是一种经济有效的结构形式。根据筒体的布置及数量的不同，筒体结构体系可分为框架筒、桁架筒、筒中筒及束简等体系。框架筒实际h是密柱框架结构，由于梁跨小、刚度大，使周圈柱近似构成一个整体受弯的薄壁筒体，如图6.40和6.41所示。 (5)巨型框架体系

巨型框架体系由柱距较大的体桁架梁柱构成，如阁6.42所示。立体桁架梁应沿纵横向布置，并形成一个空间祀架层，在两层空间桁架层之间设置次框架结构，以承担空间桁架层之间的各层楼面荷载，并将其通过次框架结构的柱子传递给立体桁架梁及柱。

上述5中结构体系各有其优缺点，一般应尽量选择有多道抗震防线的结构体系，如框架-支掙体系、框架-抗震墙板体系、筒体体系等。1995年的阪神地震表明，没有设置支撑的钢结构破坏最大，柱、梁柱节点破坏严重。

从抗侧刚度和适用高度的角度出发，《抗震规范》规定，一、二级抗震结构宜设置偏心支撑、带烃缝钢筋混凝土抗震墙板、内藏钢支撑钢筋混凝土墙板或屈曲约束支撑等消能支撑及筒体。 42巨型框架结构体系

2)结构申面布置

多高层钢结构房屋的平面布置要求与其他类型结构体系，如钢筋混凝土结构.砌体结构等相同，一般应满足下列要求：

①建筑平面宜简单规则，建筑的开间、进深宜统一，并使结构各层的抗侧力刚度中心与质量中心接近或重合，同时各层刚心与质心接近在同一竖直线上。宜避免结构平面布置不规则，具体结构平面布置不规则的定义见《抗震规范》第3.4节的要求。

②由于髙层钢结构房屋在地震作用下的侧移较大，因此高层建筑钢结构不宜设置防震缝，如必须设置伸缩缝，则应同时满足防震缝的要求，防震缝缝宽应不小于相应钢筋混凝土结构房屋的1.5倍。

③楼盖宜采用压型钢板现浇混凝土组合楼板或钢筋混凝土楼板，楼板与钢梁应采用栓钉或其他元件连接。当楼板有较大或较多的开孔时，可增设水平钢支撑以加强楼板的水平刚度。 3>结构竖向布置

多高层钢结构的竖向布置应尽量满足下列要求：

①楼层刚度大于其相邻上层刚度的70%，且连续三层总的刚度降低不超过50%； ②相邻楼层质量之比不超过1.5(屋顶层除外）； ③立面收进尺寸的比例|苫0.75；

④任意楼层抗侧力构件的总受剪承载力大于其相邻h层的80% ；

⑤框架-支撑结构中，支撑(或抗震墙板)宜竖向连续布置，除底部楼层和外伸刚臂所在楼层外，支撑的形式和布置在竖向宜一致。 结构布置的其他要求

①髙度超过50m的钢结构房屋应设置地下室，当采用天然地基时，其基础埋置深度不宜小于房屋总高度的1/15；当采用粧基时，桩承台埋深不宜小于房屋总高度的1/20。设置地下室时，框架-支撑(抗震墙板)体系中竖向连续布置的支撑(抗震墙板）应延伸至基础，钢框架柱应至少延伸到地下一层，其竖向荷载应直接传至基础。

②钢框架-筒体结构，在必要时可设置由筒体外伸臂或外伸臂和周边桁架组成的加强层。 6.3.3多高层钢结构抗震计算及设计 1 )计算模型 (1) 楼盖刚度确定

在对钢结构房屋进行地震作用计算及在地震作用下的内力与位移分析时，一般可假定楼板在自

身平面内为绝对刚性。对整体性较差、开孔面积大、有较长外伸段的楼板，宜采用楼板平面内的实际刚度进行计算。 (2) 模型选择

多高层钢结构的抗震计算可采用平面抗侧力结构的空间协同计算模型。当结构布置规则、质量及刚度沿髙度分布均匀、且不计扭转效应时，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、无法划分平面抗侧力单元的结构，以及筒体结构时，应采用空间结构计算模型。

(3) 二阶效应

钢结构房屋延性较好，允许的侧移较大。当钢结构房屋在地震作用下的重力附加弯矩大于初始弯矩的10%时，应计入重力二阶效应的影响4其中，重力附加弯矩指任一楼层以上全部重力荷载与该楼层地震平均层间位移的乘积，初始弯矩指该楼层楼层地震剪力与楼层层高的乘积。进行二阶效应的弹性分析时，应按现行国家标准《钢结构设计规范》（GB50017)的有关规定，在每层柱顶附加假想水平力。 ⑷杆件变形

多髙层钢结构在地震作用下的内力与位移计算，除应考虑梁柱的弯曲变形和剪切变形外，还应考虑柱的轴向变形。一般可不考虑梁的轴向变形，但当梁同时作为腰桁架或桁架的弦杆时，则应考虑轴力的影响。 (5)节点域变形

对框架梁，可不按柱轴线处的内力而按梁端截面的内力设计。对工字形截面柱，宜计入梁柱节点域剪切变形对结构侧移的影响；对箱形柱框架、中心支撑框架和不超过50m的钢结构，其层间位移计算可不计入梁柱节点域剪切变形的影响，近似按框架轴线进行分析。 钢框架-支撑结构的斜杆可按端部铰接杆计算。 2 )地震作用计算、脷移验算及内力组合 (1) 结构自振周期

对于质童及刚度沿高度分布比较均匀的髙层钢结构，基本自振周期r，可按顶点位移法计算，计算公式见附录C中的式(C3.5)。初步设计时，基本周期7\\也可按经验公式?.In估算j为不包括地下部分及屋顶小塔楼建筑物层数。 (2) 阻尼比

钢结构的阻尼比较小，在多遇地震计算时的阻尼比取法如下： ①高度不大于50m时，P且尼比取0.04；高度大于50m且小于200m时，可取0.03；髙度为200m及其以上时，取0.02。

②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，其阻尼比可比上述各种取值相应增加0.005。

计算罕遇地震\的地震作用时，考虑到结构已进人弹塑性状态，阻尼比取为0_05。 (3)设计反应谱

钢结构的设计反应谱需按阻尼比调整。钢结构地震影响系数曲线相关系数计算列于表6.32中，钢结构房屋的水平地震影响系数最大值列于表6.33中。 表6.32钢结构地震彩响系数曲线相关系数计算表 地震彩响系H^50m(f=050

表6.33钢结构房屋的水平地震彩响系数最大值 地震影响 6度7度8度9度0.05? 0.10^(0.15g0.20^(0.30#0.40g tfSSOm(f=00.043 0.086(0.1280.171(0.2570.342 .04) ) ) 50

(4)多遇地痕作用计算

钢结构在多遇地漢下的地震作用计算可根据实际房屋高度及规则性情况，采用底部剪力法、不考虑扭转耦联的振型分解反应谱法、考虑扭转耦联的振型分解反应谱法以及时程分析法等方法。

(5>罕遇地震作用计算

高S钢结构第二阶段的抗震验算应采用时程分析法对结构进行弹塑性时程分析，其结构计算模型可采用杆系模型、剪切型层模型、剪切型层模塑或剪弯协同工作模型。在采用杆系模型分析时，柱、梁的恢复力模型町采用二折线形，其滞回模型可不考虑刚度退化D钢支撑和消能梁段等构件的恢复力模型，应按杆件特性确定。采用层模迆分析时，应采用计入有关构件弯曲、轴向力、剪切变形影响的等效层剪切刚度，层恢复力模型的骨架曲线可采用静力弹塑性方法进行计算，并可简化为二折线或三折线，尽暈与计算所得骨架曲线接近。在对结构进行静力弹塑性计算时，应同时考虑水平地霉作用与重力荷载。构件所用材料的屈服强度和极限强度应用标准值。

<6)层间侧移验算

在小震卜\\过大的层间变形会造成非结构构件的破坏；在大震下，过大的变形会造成结构的破坏或倒塌。因此，需对多遇地震下结构的弹性层间侧移进行限制，使其不超过层高的1/250；在罕遇地震下，钢结构的层间侧移不应超过层高的1/50。 (7) 地震作用下的内力调整

框架作为框架-支撑(抗震墙板)结构体系中第二道抗震防线，其抗震承载力对于支撑(抗震墙板)进人屈服，结构进人弹塑性阶段的承载力具有非常重要的意义。因此框架-支撑（抗震墙板)结构体系中的纯框架自身应具有一定的承载能力?在进行多遇地震下的抗震计算时，框架-支撑(抗震墙板)结构体系中框架部分按刚度分配计算得到的地震层剪力应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倍的较小者。

钢结构转换M下的钢框架柱，地震内力应乘以增大系数，其值可采用1.5。 (8) 内力组合

内力调整之后，就要对构件在各工况T的内力标准值进行组合，以得到设计值。组合方法和具体要求详见第4章。

设计内力得到之后，就要进行多髙层钢结构房屋的抗震设计了。其抗震设计计算中需根据钢结构的自身特点，采用相应的设计分析要求，如对计算所得设计内力进行进一步抗震调整、延性框架设计要求的保障、具体构件抗震设计的规定等。 >钢梁设计及构造要求 .

一般来说，钢结构构件（梁、柱、支撑等）的抗震设计包括三部分内容:构件的强度验算；构件的稳定验算；为保证构件截面的塑性变形能充分开展，同时满足构件的局部失稳不先于构件的整体失稳所需，对构件的宽厚比、长细比等进行的构造限制。

钢梁的抗震破坏主要表现在梁的侧向整体失稳和局部失稳，钢梁的强度及变形性能根据其板件宽厚比、侧向支撑长度及弯矩梯度、节点的连续构造等的不同而有很大差别3在抗展设计中，为了满足抗震要求，钢梁必须具有良好的延性性能。因此必须正确设计截面尺寸，合理布置侧向支掙，注意连接构造，保证其能充分发挥变形能力。 (1)梁的强度

钢梁在反复荷载下的极限荷载将比单调荷载小，但考虑到楼板的约束作用，又将使梁的承载能力有明祗提卨。因此，钢梁承载力计算方法与在静力荷载作用下的钢梁相同，计算时取截面塑性发展系数为1.0，承载力抗震调整系数7re=0.750 (2〉梁的整体稳定性

钢梁的整体稳定验算公式与静力荷载时相同，承载力抗震调整系数7rE=0.8。

当梁设有侧向支撑，并符合《钢结构设计规范》(GB50017)规定的受压翼缘自由长度与其宽度之比的限制时，可不计算整体稳定。按7度及以上抗震设防的高层钢结构，梁受压翼缘侧向支承点间的距离与梁翼缘宽度之比，尚应符合该规范关于塑性设计时的长细比要求。钢框架梁的上翼缘采用抗剪连接件与组合楼板连接时，也坷不用验算地震作用下的整体稳定。 (3)框架梁、柱板件宽厚比要求

一般来说，板件宽厚比越大，板件越易发生局部屈曲，构件反复受载时的承载能力与耗能能力将降低3所以，一般要对框架梁、柱板件的宽厚比进行限定。这种考虑是以符合强柱弱梁为前提，考虑柱仅在后期出现少塑性铰，不黹要很高的转动能力，并参照国内外的工程实践经验综合制定的。

一般框架柱的转动变形能力比框架梁的转动变形能力要求低，因此框架柱的板件宽厚比暇值可比框架梁的板件宽厚比限值大。

《抗震规范》要求钢结构框架梁、柱板件宽厚比不应超过表6.34规定的限值。 表6.34框架梁、柱植件宽J9比雎值 板件名称 抗寓等级 -级 二级 三级 四级 工字形截面異缘外10 11 12 13 柱 工字形截面腹板 43 45 48 52 箱形截面腹板 33 36 38 40 工字形和箱形截面 10 11 梁 箱形截面翼缘在两30 30 32 36 工字形截面和箱形72-120?72-100^80-110^85-120^截面腹板 60 ?65. 应乘^^'?70 /.，为钢材的名义屈服强度?75 注:①表列数值适用T-Q235钢，采用其他牌号钢材时，②

：

表中为梁的轴向力./1为梁的积，/为梁的钢材抗拉强度设计值。

当梁上翼缘与楼板有可靠连接时，简支梁可不设置侧向支承，固端梁下翼缘在梁端0.15倍梁跨附近宜设置隅撑。梁端采用骨形连接或梁端扩大时，应在塑性区外设置竖向加劲肋，隅撑与偏置的竖向加劲肋相连。梁端翼缘宽度较大，对梁下翼缘侧向约束较大时，也可不设隅撑。《抗震规范》规定梁柱构件的侧向支承应符合下列要求： ①梁柱构件受压翼缘应根据需要设置侧向支承；

②梁柱构件在出现塑性铰的截面，上下翼缘均应设置侧向支承；

③相邻两侧向支承点之间的构件长细比，应符合国家标准《钢结构设计规范》（GB 50017〉的有关规定。 4)钢柱设计及构造要求

同钢梁抗震设计类似，钢柱的抗震设计也包括强度验算、整体稳定验算和构造措施三部分内容。

(1) 框架柱承载力级差调整 基于延性设计理念，强柱弱梁型框架屈服时产生塑性变形而耗能的构件比强梁弱柱型框架多，

而在同样的结构顶点位移条件下，强柱弱梁型框架的最大层间变形比强梁弱柱型框架小，因此强柱弱梁型框架的抗震性能较强梁弱柱型框架优越。要使框架体系满足强柱弱梁的要求，则框架柱在任一?节点处需满足下列公式要求。

等截面梁与柱连接时，节点左右梁端和上下柱端的全塑性承载力应满足： I 『及-f)1% ￠6.82)

梁端扩大、加盖板或采用RBS(骨形）的梁与柱连接时 X?(/作-J\)^Z(+*v) (6-83)

式中——分别为交汇于节点的柱和梁的塑性截面模量。

——框架梁塑性铰所在截面的梁全塑性截面模量。 N——地震组合下的柱轴向压力设计值。 Ar——柱截面面积。

^分别为柱和梁的钢材屈服强度。

V——强柱系数，一级取1.15，二级取1.10，三级取1.05。 ^——梁塑性铰剪力。

s——塑性铰至柱面的距离，塑性铰可取梁端部变截面翼缘的最小处。一般对骨形(RBS)连接，

取(0.5~0.75Mf+(0.65-0.85)/tb/2(其中，6f和\\分别为梁翼缘宽度和梁截面高度）；梁端扩大型和加盖板时，?*取净跨的1/10和梁高二者的较大值。 以下三种情况无需满足式(6.82>和式(6.83)强柱弱梁的要求：

①当柱所在楼层的受剪承载力比相邻上一层的受剪承载力高25% ；

②柱轴压比不超过0. 4，或柱轴力符合为2倍地震作用下的组合轴力设计 值〉；

③与支撑斜杆相连的节点。 (2) 节点域设计

为了较好地发挥节点域的耗能作用，在大地震时使节点首先屈服，要使节点域的屈服承载力满足一定要求。

①节点域的屈服承载力应符合下式要求：

工字形截面柱Vf=huhcit，箱形截面柱匕=1.8、人山 圆管截面柱匕=(矛卜人人

②节点域的稳定及受剪承载力计算。为了保证大地震作用下柱和梁连接的节点域腹板不致局部失稳，工宇形截面柱和箱形截面柱的节点域的腹板厚度应按下式验算: (6.85)

节点域的受剪承载力应满足下式要求：

(Mvhi^Mm) (6.86)

——分别为节点域两侧梁的全塑性受弯承载力； ——节点域的体积；

中——折减系数，三、四级取0.6，—、二级取0.7； /，——钢材的抗剪强度设计值；

U——钢材的屈服抗剪强度，取钢材屑服强度的0.58倍；

K，、hcl^分别为梁翼缘厚度中点间的距离，柱翼缘(或钢管直径线上管壁）厚度中点间的

距离：

K——柱在节点域的腹板厚度；ynz——节点域承载力抗震调整系数，取0.750 (3)框架柱的长细比限值

框架柱的长细比关系到钢结构的整体稳定。研究表明:钢结构刚度很大时，轴向力也会相应增大，竖向地震对框架柱的影响很大。由于几何非线性效应）的影响，柱的弯曲变形能力与柱

的轴压比及柱的长细比有关，柱的轴压比与长细比越大，弯曲变形能力越小。因此，为保障钢框架抗震的变形能力，需对框架柱的轴压比及长细比进行限制。 《抗震规范》规定的多高层钢结构框架柱的长细比限值见表6.35。

表6.35框架柱长细比限值

式中

抗震等级 -级 二级 三级 四级 长细比限值

5)中心支撑设计及构造要求

(1) 中心支撑支撑斜杆的截面要求

支撑斜杆宜采用双轴对称截面，当采用单轴对称截面时（例如双角钢组合T形截面），应采取防止绕对称轴屈曲的构造措施。 (2) 中心支撑构件的设计

当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，仍可按中心支撑框架分析，按端部铰接杆件进行分析，但应计及由此产生的附加弯矩。

中心支撑框架的支撑斜杆在地震作用下将受反复的轴力作用，支撑既可能受拉也可能受压。由于轴心受力钢构件的抗压承载力要小于抗拉承载力，因此支撑斜杆的抗震应按受压构件进行设计。试验发现支撑在反复轴力作用下有下列特点：

①支撑首次受压屈曲后，第二次屈曲荷载明显下降，而且以后每次的屈曲荷载还将逐渐下降，但下降幅度趋于收敛。

②支撑受压屈曲后的抗压承载力的下降幅度与支撑长细比有关，支律长细比越大，下降幅度越大；支撑长细比越小，下降傾度越小。

考虑支撑在地震反复轴力作用下的上述受力特征，中心支撑框架中的支撑斜杆在多遇地震作用效应组合下的抗震受压承载力按下式进行验算： -4-^^ {6.87)

688

其中’ (-) (6.89)

式中N多遇地震作用效应组合下支撑斜杆的轴向力设计值；

少——受循环荷载时的强度降低系数；

//.，——分别为钢材强度设计值和屈服强度； A、A?——支撑斜杆的长细比和正则化长细比； E——弹性模量；

rRE——支撑稳定破坏时的承载力抗震调整系数，取o.80。

人宇形支撑和v形支撑的横梁在支撑连接处应保持连续。在验算横梁时，该横梁应承受支撑斜杆传来的内力，并按不计入支撑支点作用的简支梁验算重力荷载和支撑屈曲时不平衡力作用下的承载力。不平衡力应按受拉支撑的最小屈脹承载力和受压支撑最大屈曲承载力的0.3倍计算。必要时，可将人字形和V形支撑沿竖向交替设置或采用拉链柱，以减小支撑横梁的截面，但顶层和塔屋的梁除外。

《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ99M8)规定:按8度及以上抗震设防的结构，可以采用带有消能装置的中心支撑体系，如图6.43所示。此时，支撑斜杆的承载力应为消能装置滑动或屈服时承载力的1.5倍。

③支撑杆件的长细比，按压杆设计时，不宜大于120中心支撑杆一、二、三级时不得采用拉杆

设计，四级时可采用拉杆，其长细比不宜大于180 ④支撑杆件的板件宽厚比或径厚比，综合考虑了国外的震害经验及相关研究成果，不应大于表6.36规定的限值。采用节点板连接时，应注意节点板的强度和稳定性。

96.43親能中心支镡体系 表6.36中心支?板件宽厚比限值 板件名称 抗震等级 -级 级 三级 四级 翼缘外仲部分 8 9 10 13 +T.字形截面腹板 25 26 27 33 箱形截面壁板 】8 20 25 30 圆管外径与壁厚比 38 40 40 42 注:表列数值适用于Q23S钢，采用其他牌号钢材1?乘[?'/f，?!管应乘以f。

(3)框架-中心支撑结构的框架部分

当房屋高度不大于100m且框架部分按计算分配的地震作用不大于结构底部总地震剪力的25%时，一、二级的抗震构造措施可按框架结构降低一级的相应要求采用，其他抗震构造措施应符合纯框架结构的相关规定。 M偏心女撑设计及构造要求

(1) 偏心支撑框架构件的内力设计值调整 偏心支撑框架的设汁基本理念，是在罕遇地震作用下仅使消能梁段进人屈服状态（塑性状态），而其他构件（支撑斜杆、柱和非消能梁段）仍处于弹性状态。通过消能梁段的屈服消耗地震能量，从而达到保护其他构件不破坏和防止结构整体倒塌的H的。设计良好的偏心支撑框架，除柱脚有可能出现塑性钦外，其他塑性铰均出现在梁段上。因此，偏心支掙框架的设计原则是强柱、强支撑和弱消能梁段。

为实现弱消能梁段要求，需对多遇地震作用下偏心支撑框架除消能梁段之外的构件(支撑斜杆、非消能梁段及框架柱）的组合内力设计值进行调整，支撑斜杆、柱和非消能梁段均按消能梁段达到受剪承载力（即受剪屈服〉时的状态计算内力，并考虑消能梁段的实际有效超强系数，对计算出的内力进行调整u具体要求如下：

①支撑斜杆的轴力设计值，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的轴力与增大系数的乘积，增大系数一级不应小于1.4、二级不应小于1.3、三级不应小于1.2。 ②与消能梁段处于同一跨的框架梁的内力设计值，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，增大系数一级不应小于1.3、二级不应小于1.2、厂.级木应小于1.1。 ③框架柱的内力设计值，应取消能梁段达到受剪承载力时柱内力*5增大系数的乘积，其增大系数一级不应小于1.3、二级不应小于1.2、三级不应小于1.1。

支撑斜扦与消能梁段连接的承载力，不得小于支撑的承载力。若支撑箝抵抗弯矩，支撑与梁的连接应按抗压弯连接设计。为使支撑斜杆能承受消能梁段的梁端弯矩，支撑与梁段的连接应设计成刚接。

(2) 消能梁段的抗震验算

偏心支撑框架的每根支撑应至少-?端与梁连接，并在支撑与梁交点和柱之间的区段或同一跨内相邻两个支撑与梁交点之间的区段形成消能梁段。消能梁段是偏心支撑框架所特有的构件，为使其在地震时屈服而消耗地震能量，其受剪承载力应符合下列公式要求：

当/V?0.154/■时，

(6.90)

(6.92)

(6.93)(6.94)(6.95)

——分别为消能梁段的受剪承载力和计入轴力影响的受剪承载力；

Mlp——消能梁段的全塑性受弯承载力；

A.A.——分别为消能梁段的截面面积和腹板截面面积；

~分别为消能梁段的长度、截面高度、腹板厚度和翼缘厚度； Wp——消能梁段的塑性截面模量；

——分别为消能梁段钢材的抗压强度设计值和屈服强度； V——系数，取0.9；

——消能梁段承载力抗震调整系数，取0.75。 (3)构造要求

①为使消能梁段具有良好的延性和消能能力，偏心支撑框架消能梁段的钢材屈服强度不应大于345MPa。消能梁段及与消能梁段同一跨内的非消能梁段，其板件的宽厚比不应大于表6.37限定的数值。

表6.37偏心支揀框架梁的板件宽庳比限值 板件名称 宽厚比隈值 *缘外伸部分 8 腹当知CU4时 33i31H板 当点>0」4时 (-4) 注:表列数值适用于Q235钢，当材料为其他钢号时应乘为梁轴压比。

②偏心支撑框架的支撑杆件的长细比不应大于120支撑杆件的板件宽厚比不应超过《钢结构设计

规范》(GB50017)规定的轴心受压构件在弹性设计时的宽厚比限值。

③偏心支撑框架的抗震设计应保证罕遇地震下结构的屈服发生在消能梁段上，因而要求框架柱的承载力和支撑的承载力髙于消能梁段的承载力。消能梁段的屈服形式有两种，分别为剪切屈服型和弯曲屈服型。试验和分析表明:剪切屈服型消能梁段支撑棺架的刚度和承载力较大，延性和耗能性能较好。为使消能梁段在反复荷载作用下具有良好的滞回性能，宜将其设计成剪切屈服型，为此消能梁段的长度a应满足下列要求。

当；V>0.16/1/时，消能梁段的长度应符合下列规定： 当 <0.3时，a<1.6$ (6.96) A ' (6.97) 当P(》)>0.3时[1.15-0.5p(^)]l.6-j^

式中P——消能梁段轴向力设计值与剪力设计值之比，p=a——消能梁端的长度。

其余符号含义见上文。

由于腹板上貼焊的补强板不能进入弹塑性变形，且在腹板上开洞会影响其弹塑性变形能力，因此消能梁段的腹板不能采用加焊贴板提高强度，也不得在腹板上开洞。

消能梁段与支撑连接处，应在其腹板两侧配置加劲肋，以传递梁段的剪力并防止连梁腹板屈曲。加劲肋的高度应为梁腹板高度，一侧的加劲肋宽度不应小于|~(.，厚度不应小于15t，和10mm的较大值。

为保证在塑性变形过程中消能梁段的腹板不发生局部屈曲，消能梁段中部应设加劲肋。加劲肋间距应根据消能梁段长度a确定，当加劲肋长度较短时一般发生剪切型屈服，加劲肋间距较长时易发生弯曲型屈服，中等长度时需同时满足剪切屈服型和弯曲屈服型的要求。具体设置要求为： 当a 时，加劲肋间距不大于30!?-+；

当■时，应在距消能梁段端部1.56f处配置中间加劲肋，且中间加劲肋间距不应大于52t?-h/5j

当时，中间加劲肋的间距宜在上述二者间线性插入； 当《>|时，可不配置中间加劲肋?

中间加劲肋应与消能梁段的腹板等髙，当消能梁段截面高度不大于640mm时，町配置单侧加劲肋，消能梁段截面高度大于640mn.时，应在两侧配置加劲肋，一侧加劲肋的宽度不应小于+-/，，厚度不应小于和10mm。

④为使消能梁段两端能承受平面外扭转，应在消能梁段两端上下翼缘处设置侧向支撑，支撑的轴力设计值不得小于消能梁段翼缘轴向承载力设计值的6%，即其值&0.06^/。

与消能梁段处于同一跨内的框架梁，同样承受轴力和弯矩，为保持其稳定，也需设置翼缘的侧向支撑，不过支撑的轴向承载力可较低。规范要求:非消能梁段上下翼缘侧向支撑的轴力设计值不得小于梁冀缘轴向承载力设计值的2%，即其值务0.02。

⑤框架-偏心支撑结构的框架部分，当房屋高度不高于100m且框架部分按计算分配的地震作用不大于结构底部总地震剪力的25%时，一、二、三级的抗震构造措施可按框架结构降低一级的相应要求采用。其他抗震构造措施应符合对框架结构的相应规定。 7>剪力墙板设计及构造要求

带竖缝钢筋混凝土墙板可仅承受水平荷载产生的剪力，不承受竖向荷载产生的压力。

钢板剪力墙用钢板或带加劲肋的钢板制成。《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ99-98)要求:非抗震设计及按6度抗震设防的建筑，采用的钢板剪力墙可不设置加劲肋；按7度及7度以上抗震设防的建筑，钢板剪力墙宜设置纵横两个方向的加劲肋，以减少加劲肋区内的钢板宽厚比，防止局部失稳，且宜两个方向设置加劲肋，以提卨板的临界应力。 8)连接设计及构造要求 (1) 连接抗震设计的原则

钢结构的连接对结构受力有着重要影响，是保证钢结构安全的重要部位。如震害特征中所分析，连接破坏数量是钢结构震害中最常见的，许多钢结构都是由于节点首先破坏而导致建筑物整体破坏的，因此连接设计是整个设计中的重要环节，需要精心对待。当非抗震设防时，应按结构处于弹性受力阶段设计；当抗震设防时，为了满足“小震不坏，中震可修，大震不倒”的抗震设防目标，应按结构进人弹塑性阶段设计。连接的承载力应高于构件截面的承载力，以保证连接不先于构件破坏，保证构件能充分发挥作用。为此，对于钢结构的所有连接，除应按地震组合内力进行弹性设计验算外，还应进行“强连接弱构件”原则下的极限承载力验算。即对连接应做二阶段设计，在第一阶段，钢结构抗侧力体系构件连接的承载力设计值，不应小于相邻构件的承载力设计值，髙强度螺栓连接不得滑移；在第二阶段，连接的极限承载力应大于相连构件的屈服承载力。第一阶段要求按构件承载力而不是设计内力进行连接计算，是考虑设计内力较小时将导致连接件型号和数量偏少，或焊缝的有效截面尺寸偏小，给第二阶段连接设计带来困难。另外，高强度缧栓滑移对钢结构连接的弹性设计是不允许的。 钢结构的连接，根据具体情况可采用焊接、高强螺栓连接或栓焊混合连接。节点的焊接连接，根据情况可采用全熔透或部分熔透焊缝，对于要求与母材等强的焊接连接及框架节点塑性区段的焊接连接，必须采用全熔透焊缝。 (2) 梁与柱连接的极限承载力验算

梁与柱刚性连接的极限承载力，应按式(6.98)、式(6.99)验算： K^ (6.98) Vi>1.2(2M/??)+FGh (6.99)

在柱贯通型连接中，当梁翼缘用全熔透焊缝与柱连接并用引弧板时，可不验算连接的受弯承载力。

(3) 支撑连接的承载力验算

支撑与框架的连接处和梁、柱、支撑的拼接处，连接在支撑轴线方向的极限承载力，应分别符合式(6.100)、式(6.101)、式(6.102)要求：

610

支撑连接和拼接 /VI&v，K^ (.°)

梁的拼接 M[b，!p&ViMe (6.101) 柱的拼接 （6.102) (4)柱脚与基础的连接承载力验算柱脚与基础的连接承载力，应按式(6.103)验算 ^>V.M^ (6.103)

式中^分别为梁的塑性受弯承载力和考虑轴力影响时的柱的塑性受弯承载力；M：，F；——分别

为连接的极限受弯、受剪承载力； 别为支撑连接和拼接，梁、柱拼接的极限受压(拉）、受弯承载力；——柱脚的极限受弯承载力；

—梁在重力荷载代表值(9度高层建筑尚应包栝竖向地震作用标准值)作用下，按简支梁分析

的梁端截面剪力设计值；

/?——梁的净跨(梁贯通时取该楼层柱的净高）； A?——支撑杆件的截面面积；

V；——连接系数，可按表6.38采用。 表6.38钢结构運接抗震设计的连接系数％ 母材梁柱连接 支撑连接，构柱脚 螺栓焊接 螺栓牌号 焊接 Q235 1.40 1.45 1.25 1.30 埋人1.2 Q345 1.30 1.35 1.20 1.25 外包1.2 Q345GJ 1.25 1.30 1.15 1.20 外思1.1

注:①MKS度高于Q345的钢材，按Q345的规定采用；

②ffl服强度高于Q345CJ的GJ钢材，按Q345GJ的规定采用i

③翼缘焊接，?极栓接时，3接系数分别按表中的相应连接形式取用。 (5)梁与柱的连接构造要求

梁与柱的连接是钢结构设计中的关键环节，连接的好坏，构造处理是否得当，关系到整体结构的抗震性能。1994年美国加州地震和1995年日本阪神地震中，钢框架梁柱节点破坏严重，因这两个国家节点的构造不同，破坏特点也不完全相同。《抗震规范》基于我国钢框架梁柱节点的实际做法，参照震害及改进措施，对梁柱节点的构造进行如下规定：

①梁与柱的连接宜采用柱贯通型。

②在两个互相垂直的方向都与梁刚接时，宜采用箱形截面，并在梁翼缘连接处设置隔板。隔k采用电渣焊时，柱壁板厚度不小于16mm，当小于16mm时可改用工字形柱或采用贯通式隔板。当柱仅在一个方向与梁刚接时宜采用工字型截面，并将柱腹板置于刚接框架平面内。

框架梁采用悬臂梁段与柱刚性连接时，悬臂梁段与柱应采用全焊接连接，此时上下翼缘焊接孔的形式宜相同；梁的现场拼接可采用翼缘焊接腹板螺栓连接或全部蟪栓连接。

《抗震规范》对于工字形柱（绕强轴）和箱形柱与梁刚接时，也给出了详细的构造要求。 罕遇地震作用下，框架节点将进人塑性区，因此需保证节点的整体性。当梁与柱刚性连接时，要求柱在梁翼缘上下各500n.m的节点范围内，柱翼缘与柱腹板间或箱形柱壁板间的连接焊缝应采用全熔透坡口焊缝3

(6)柱与柱及柱脚的连接构造要求 钢框架宜采用工宇形柱或箱形柱，箱形柱宜为焊接柱。框架柱的接头一般应处于柱受力较小的部位，<抗震规范》规定框架柱接头宜位于框架梁t：方1.3m附近，或柱净高的一半，取二者较小值。上下柱的对接接头应采用全熔透焊缝，柱拼接接头上下各100mm范围内，工字形柱31缘与腹板间及箱形柱角部壁板间的焊缝，应采用全培透焊缝。

6.1 结构平面、竖向布置时应遵循哪些原则？结构平面、竖向不规则各包括哪些主要类型？ 6.2 什么情况下应考虑设置防震缝，防震缝的最小缝宽应满足哪些要求？

6.3 多髙层钢筋混凝土结构抗震等级划分的主要依据是什么？ 6.4 结构延性的作用包括哪些方面？

6.5 什么是承载力级差调整，调整的原则是什么？ 6.6 框架结构梁、柱设计的控制截面分别在哪里？梁、柱控制截面的承载力设计应考虑哪些影响因素？

6.7 框架结构在哪些部位应加密箍筋？加密箍筋的主要目的是什么？ 6.8 多层砌体房屋的层数和总高度限值与哪些因素相关？ 6.9 简述多层砌体房屋的抗震计算步骤。

6.10 多层砌体房尾中设置圈梁、构造柱的作用是什么？

6.11 底部框架-抗震墙房屋的“两道抗震防线”思想是如何体现的？ 6.12 钢结构在地震中的破坏有何特点？

6.13 钢框架柱发生水平断裂破坏的可能原因是什么？

6.14 在高层钢结构的抗震设计中，为何宜采用多道抗震防线？ 6.15 偏心支撑框架体系有何优缺点？'

6.16 对于框架-支撑结构体系，为什么要求框架任一楼层所承担的地震剪力不得小于一定的数谊？

6.17 高层钢结构抗震设计中广?虽柱弱梁”的设计原则是如何实现的？ 6.18 中心支撑钢框架抗震设计应注意哪些问题？ 6.19 偏心支撑钢框架抗震设计应注意哪些问题？ 结构控制初步

前几章讲述的关于结构抗震设计的理论、方法和措施，均建立在提高结构和构件的抗震承载能力和变形能力的基础上。当结构遭遇相当于(或大于)基本烈度的地震袭击时，往往需要依靠结构和构件的塑性变形来耗散地震输入结构的能量，而塑性变形对结构而言实际是一种损伤e传统的抗震设计方法一方面要利用结构的塑性变形能力或延性来减轻地震反应，另方面又要使结构不发生严重的损伤(如倒塌），其实质可以说是对相互矛盾的目标进行某种妥协和折衷。1989年美国加州LomaPrieta地震、1994年美国加州Northridge地震、1995年日本阪神地震、1999年土耳其Duzce地震及我国台湾地震，都说明传统的抗震设计方法虽然对提高结构抵御地震灾害的能力发挥了较大作用，但也存在结构安全性难以保证、适应性受到限制、经济性欠佳、震后修复难度大、修复所需时间较长等一系列问题。此外，对于一般性建筑物，由于建筑物装修与内部设备的破坏，会造成较大的经济损失；对于某些生命线工程（如电力、通信部门的核心建筑），由于结构及内部设备的破坏会导致生命线网络的瘫痪，所造成的损失更是难以估量。因此，在传统抗震设计理论的基础上，人们一直在寻求结构抗震新理论和新技术。结构控制理论与实践，便是这种努力的结果。

结构控制是在结构中设置控制系统，使结构和控制系统共同抵御外界动荷载的作用，达到控制结构形态、减轻结构动力响应的目的。控制技术最初在机械、宇航和船舶等领域得到广泛应用，而在土木工程界的研究则始于20世纪70年代初美籍华裔学者姚治平对结构控制这一概念的提出。此后，结构控制技术得到了迅速发展，近40年的理论和实践表明:结构控制技术可以有效地减轻结构在风和地震作用下的反应和损伤，有效地提高结构的抗震能力和防灾性能。 依据是否需要外界能源，结构控制主要分为被动控制、主动控制、半主动控制、混合控制以及近年来发展起来的智能控制。

被动控制

被动控制也称；C源控制，主要包括隔震和减震两大类控制技术，它不需要外部输入能量，仅通过控制系统改变结构系统的动力特性达到减轻动力响应的B的。被动控制因其构造简单、造价低、易于维护且无须外部能源支持等优点而成为目前开发应用的热点，许多被动控制技术巳日趋成熟，并C在实际工程中得到应用。

(1)隔震

通过某种隔离装置将地震动与结构隔开，以达到减小结构振动的B的。根据隔震层位置不同，隔震方法主要包括基底隔震、地下室隔震和楼层隔震等类型。 ⑵减震

通过采用一定的耗能装置或附加P结构吸收或消耗地震传递给主体结构的能量，从而减轻结构的振动。减震方法主要包括消能减震、吸振减震、冲击烕震等类型。 2>主动控制

主动控制是一种需要外部能源驱动的结构控制技术，它，通过自动控制系统主动地对结构施加控制力，以达到减小结构振动的目的。 3) 半主动控制

半主动控制是以被动控制为基础.利用控制机构来主动调节系统内部的参数，对被动控制系统的工作状态进行切换，使结构控制处于最优状态。与主动控制相比，半主动控制所需的外部能量较少，容易实施且更为经济，而控制效果又与主动控制相近，因此具有较好的应用潜力。

4) 屁合控制

混合控制也称杂交控制，是上述三类控制的混合应用。在结构上同时施加主动控制和被动控制，整体分析其响应，既克服纯被动控制的应用周限，也减小控制力，进而减小外部控制设备的功率、休积、能源和维护费用。 5>拽能控制

以智能控制理论为基础，将结构设计成具有感知、辨识、优化和控制功能的智能系统（结构），使其能够感知外界和内部状态与件能的变化，并根据变化的具体特征对引起变化的因素进行辨识，进而采取最优或近优控制策略以使系统对上述因素做出合理的响应。

目前，就各种控制技术而言，被动控制技术相对比较成熟且已基本进人实用阶段，而其他控制技术则处于研究、探素仅部分应用亍丁.程实践的阶段。以我国为例，H前大约有570多栋房屋采用了隔震技术，25栋房屋采用了消能减震技术，12栋房屋采用了吸振减震技术，5座桥梁采用了主动控制和半主动控制技术n 7-1隔震原理与方法 7.1.1隔震原理

这里主要介绍基底隔霞技术，其基本思想是在结构物地面以上部分的底部设置隔震层， 使之与固结于地基中的基础顶面分离开，从而限制地震动向基础上部结构物的传递。国内外大量试验和工程经验表明:隔震一般可使结构的水平地震加速度反应降低60%左右，从而提高建筑物及其内部设施和人员遭遇地震时的安全性，保证建筑物震后可继续使用。隔震的技术原理可通过图7.1说明:首先，隔震层通常具有较大的阻尼，从而使结构所受地英作用较非隔震结构有较大的衰减；其次，隔震层具有较小的侧向刚度，从而大大延长了结构物的周期，使结构加速度反应得到进一步降低(见图7.1(a))；与此同时，结构位移反应会在一定程度上增加（见图7.1(b))。

圏7.1隔震原理

考虑到以上技术原理，在进行基底隔震结构设计时应注意:一是，在满足必要的竖向承载力的前提下，隔震装置的水平刚度应尽可能小，以使结构周期尽可能远离地震动的卓越周期范围；二是，保证隔震结构在强风作用下不致有太大的位移。为此，通常要求在隔震结构系统底部安装风稳定装置或用阻尼器与隔震装置联合构成基底隔震系统。

7.1.2隔震结构分析模型

隔籐结构体系的动力分析模型可根据具体情况选用单质点模型、多质点模型甚至空间分析模

型。当上部结构侧向刚度远大于隔震层的水平刚度时，可以近似认为上部结构是一个刚体，从而将隔震结构简化为单质点模型进行分析。其动力平衡方程形式为： mx+Cx+Kux=-mxf (7.1) 式中m——结构的总质量；

C.K，——分别为隔震层的阻尼系数和水平刚度；

i、*、*——分别为上部简化刚体相对于地面的加速度、速度与位移； ——地面运动加速度。

当要求分析上部结构的细部地震反应时，可以采用多M点模型或空间分析模型。这些模型可视为在常规结构分析模型底部加入隔震层模型的结果。例如，对变形特征为剪切型的结构，可采用多质点模型，隔震层町用一个水平动刚度为尺h、阻尼比为匕的结构层简化（见图7.2)0其中，水平动刚度计算式为：

ffl7.2隔震结构计算简?按基于反应谱理论简化方法计算。

采用隔震装置的隔英结构，可以有效地降低隔震层以上结构的水平地震作用。我国《抗震规范》采用水平向减震系数的概念来反映这一特点，且规定： ①对多层结构，水平地震作用沿髙度可按重力荷载代表值分布。 ②水平向地震影响系数最大值可按式<7.4)计算： (7.4)

式中——隔震后的水平地震影响系数最大值。a?，——非隔震的水平地震影响系数最大值。

0——水平向减震系数，对于多层建筑，为按弹性计?所得的隔震与非隔震各层层间剪力的最

大比值；对高层建筑结构，还应计算隔震与非隔震各层倾覆力矩的最大比值，并与层间剪力的最大比值相比较，取二者的较大值。

③隔震层以上结构的总水平地震作用不得低于非隔震结构在6度设防时的总水平地震作用，并应进行抗震验算；各楼层的水平地震剪力还应符合《抗震规范》对本地区设防烈度的最小地震剪力系数的规定。

④9度和8度且水平向减震系数不大于0.3时，隔震层以上的结构应进行竖向地震作用的计算。 7.1.3常用隔戚装置”橡胶支座隔震

橡胶支座是最常见的隔震装置。常见的橡胶支座分为钢板叠层橡胶支座、铅芯橡胶支座、石墨橡胶支座、高阻尼叠层橡胶支座等类型。

钢板叠层橡胶支座由橡胶片和薄钢板免合而成，如图7.3所示。由于薄钢板对橡胶片的横向变形有限制作用，因而使支座竖向刚度较纯橡胶支座大大增加。支座的橡胶层总厚度越小，所能承受的竖向荷载越大。为了提高叠层橡胶支座的阻尼，发明了铅芯橡胶支座(见图7.4)，这种隔震支座在叠层橡胶支座中间钻孔灌人铅芯而成，铅芯可以提高支座大变形时的吸能能力。一般来说，普通叠层橡胶支座内阻尼较小，常需配合阻尼器一起使用，而铅芯橡胶支座由于集隔震器与阻尼器于一身，因而可以独立使用。在夭然橡胶中加人石墨，也可以大幅度提高橡胶支座的阻尼，但石墨橡胶支座在实际中应用还不多。髙阻尼叠层橡胶支座采用高阻尼橡胶材料制造，高阻尼橡胶材料可以通过在天然橡胶或髙阻尼合成橡胶（或共混橡胶）中加人石墨制备^这种橡胶支座的阻尼特性可根据石墨加人董来调节，一般阻尼比可达10%~25%，因其兼具隔震器和阻尼器的作用，可在隔震系统中单独使用3

围7.3标准叠层橡胶支座结构示意 围7.4铅芯叠层橡胶支座结构示意

通常使用的橡胶支座，水平刚度是竖向刚度的1%左右，且具有显著的非线性变形特征?当小变形时，其刚度很大，对建筑结构的抗风性能有利；当大变形时，橡胶的剪切刚度可下降至初

始刚度的20%左右，这会进一步降低结构的振动频率，减少结构反应；当橡胶剪应变超过50%以后，刚度又逐渐有所回升，这又起到安全阀的作用，对防止建筑的过量位移有好处。 橡胶支座隔震装置的设计的关键是合理确定隔震支座承受的应力，《抗震规范》规定:橡胶隔震支座在重力荷载代表值作用下，竖向压应力不应超过表7.1的规定；在罕遇地震的水平和竖向地震同时作用下，拉应力不应大于1MPa。 表7.1橡胶H震支座压应力限值

建筑类别 甲类建筑 乙类建筑 丙类建筑 压应力限10 12 15

隔震支座对应于罕遇地震水平剪力的水平位移，应符合下列要求:

Ui?[uj (7.5) =ViK (7.6)

式中u，——罕遇地震作用下，第；个隔震支座考虑扭转的水平位移。

[?]——第〖个隔震支座的水平位移限值。对橡胶隔震支座，不应超过该支座有效直径的

0.55倍和支座各橡胶层总厚度3.0倍，取二者的较小值。 ——罕遇地震下隔震层质心处或不考虑扭转的水平位移。

Vi——第i个隔震支座的扭转影响系数，应取考虑扭转和不考虑扭转时i支座计算位移的比值。当隔震层以上结构的质心与隔震层刚度中心在两个主轴方向均无偏心时，边支座的扭转影响系数不应小于1.15。 2 m他隔震装置

除了比较成熟的橡胶支座隔震装置，国内外还研究、探索了其他各类隔震装置，以适应多种建筑结构的要求u (1)滚动隔震

在基础与上部结构间铺设一层钢滚轴(见图7.5〉或滚珠(见图7.6)，当有地震作用时，滚轴或滚珠可以产生滚动，使基础与上部结构间产生相对位移，以此减轻1：部结构振动。目前已经开发的双层双向的滚轴隔震器，可以达到水平双向隔震的目的。但这类装置也存在以下缺点： ①由于滚轴或滚珠在常年压力作用下会产生变形，这可能导致地液来临时它并不能产生理想的滚动，使隔震效果下降； ②不能隔离竖向地震作用；

③复位能力有限，需配合限位、复位装置共同使用。 (2) 摇摆支座隔震

我国山西省的悬空寺，历史上经历多次大地震仍完整无损，分析认为是其特有的支掙木柱起到了摇摆支座隔震的作用。图7.7是一种摇摆隔震支座，在杯形基础内设一个上下两端有竖孔的双圆筒摇摆体。竖孔内穿预应力钢丝束并锚固在基础和上部盖板上，起到压紧摇摆体和提供复位力的作用。在摇摆体和基础壁之间填以沥青或散粒物，可为振动时提供阻尼。经试验证

2

实：当地面加速度幅值达330cm/s时，被隔震房屋的加速度反应可降低到无隔震房屋加速度反应的1/3左右。 (3) 摩擦滑移隔震

摩擦滑移隔震是在基础与上部结构间铺设一层低摩擦材料，如石墨、砂、滑石粉或特制金属板等。由于基础和上部结构的断开以及摩擦材料摩擦系数很小，基础和上部结构可以产生较大的相对滑动，消耗地震能量，降低地震作用对上部结构的破坏。但是，这种隔震结构在地震过程中使上部结构和基础间产生很大位移，只有配合简易的复位装置，才有很好的应用前景。 I7.2减震原理与方法

隔震系统通过降低结构系统的固有频率、提高系统的阻尼来降低结构的加速度反应，从而大幅度降低结构的地震内力；但这种设计方式也存在一些局限性，主要表现为隔震系统不宜用于软弱场地土和高层建筑结构。为此，人们进一步研究、开发了各类减震装置，用于控制结构地震反应。下面，主要介绍耗能减震与吸振减震的基本原理和方法。

7.2.1耗能减震原理

耗能减震是通过采用耗能构件以消耗地震传递给结构的能地震时，结构在任意时刻的能量方程为： ￡，=￡.+Et (7.7)

式中E、——地震过程中输入结构的总能量；

E，——结构主体的耗能； E，——附加耗能构件的耗能。

从能量的观点看，地震输入结构的能量是一定的，因此，耗能装置耗散的能量越多，则 结构本身需要消耗的能量就越小，这意味着结构地震反应的降低；另一方面，从动力学的观点看，耗能装置的作用，相当于增大了结构的阻尼，而结构阻尼的增大，必将使结构地震反应 减小。

在风和小震作用下，耗能装置应具有较大的刚度，以保证结构的使用性能；在强烈地震作用时，耗能装置应率先进人非弹性状态，并大量消耗地震能量。有试验表明:耗能装置可做到消耗地震总输入能量的90%以上。

耗能减震结构的地震反应分析，原则上可以利用非线性时程反应分析方法。此时，通常需要耗能元件的拭验数据，以确立结构动力方程中的阻尼矩阵。一般情况下，耗能部件附加给结构的有效阻尼比可按下式估算： C.=『/(40 (7.8)

式中L——耗能减震结构的附加有效阻尼比；

W，——所有耗能部件在结构预期位移下往复一周所消耗的能量； W，—设置耗能部件的结构在预期位移下的总应变能。 《抗震规范》规定:耗能部件附加给结构的有效阻尼比超过25%时，宜按25%计算。这一规定，主要是考虑在阻尼比超过20%时采用常规地震反应分析方法会引起较大误差。耗能减震结构的刚度可以取结构刚度和耗能部件刚度之和。 7.2.2耗能减震装置

1) 阻尼器

阻尼器通常安装在支撑处、框架与剪力墙的连接处，梁柱连接处以及上部结构与基础连接处等有相对变形或相对位移的地方。近30年来，国内外相继开发了大量的阻尼器，主要有金属阻尼器、摩擦阻尼器、黏弹性阻尼器、黏滞阻尼器。前两种阻尼器的耗能特性主要与阻尼器两端的相对位移有关，称为位移相关型阻尼器；后两种阻尼器的耗能特性主要与阻尼器两端的相对速度有关，称为速度相关型阻尼器。此外，还结合以上各类耗能器的耗能机制和特性，开发了具有多种耗能机制的复合型阻尼器。 ⑴金属阻尼器

金属阻尼器主要是由各种不同的金属材料（如软钢、低屈服点钢和铅等）制成，它是利用金属材料屈服时产生的塑性滞回变形来耗散能量的减震装置。图1.8为各种软钢阻尼器c图7.9为加劲阻尼器，它由多块低屈服点钢板组成，依靠钢片屈服后塑性变形来耗散地震输入能

17.9加劲咀尼器及布置示意S (2) 摩擦阻尼器

将几块钢板用髙强蜾栓连在一起，可做成摩擦阻尼器，如图7.10所示。通过调节高强螺栓

的预应力，可调整钢板间摩擦力的大小。通过对钢板表面进行处理或加垫特殊摩擦材料，可以改善阻尼器的动摩擦性能。 (3) 黏弹性阻尼器

黏弹性阻尼器主要由具有弹性和黏性双重特性高分子聚合物制成的黏弹性材料和约束钢板所组成，依靠黏弹性材料产生的剪切变形或拉压变形来耗能，如图7.11所示。在我国，北京饭店和北京火车站的抗震加固中就采用了黏弹性阻尼器。

4

()黏滞阻尼器

黏滞阻尼器一般是由缸筒、活塞、阻尼孔、黏滞流体材料和导杆等部分组成，利用活塞与缸筒之间相对运动时所产生的压力差挤压，迫使黏滞流体材料从阻尼孔中通过，从而产生阻尼力并耗散能量。常见的黏滞阻尼器有：黏滞流体阻尼器（见图7.12)和黏滞阻尼墙（见图7.13)0 2)耗能支撑

耗能支撑实质上是将各式阻尼器用在支撑系统上的耗能构件c (1)耗能交叉支掙

在交叉支撑处利用金属阻尼器的原理，可做成耗能交叉支撑，如图7.14所示。在支撑交叉处，通过钢框的塑性变形消耗地震能量。

图7.12黏滞流休阻尼器 图7.13黏滞阻尼墙

(2)摩擦耗能支撑

将摩擦阻尼器用于支撑构件，可做成摩擦耗能支撑。图1.15是在支撑杆或节点板上开长圆孔做成的简单摩擦耗能支撑节点。摩擦耗能支撑在风载或小震下不滑动，能像一般支撑一样提供很大的刚度；而在大震下支撑滑动，降低结构刚度，减小地寓作用，同时通过支撑滑动摩擦消耗地震能量。

mi.14耗能交叉支撑

S7.is摩擦耗能支揀节点

⑶耗能偏心支撑

偏心支撑的工作原理是通过支撑与梁段的塑性变形消耗地震能量。在风载或小震作用下，支撑不屈服，偏心支撑能提供很大的侧向刚度；在大震下，支撑及部分梁段屈服耗能，衰减地震反应。各类偏心支撑结构如图7.16所示。

(4)

耗能隅撑

耗能隅撑是在耗能偏心支撑的基础上发展出来的，如图7.17所示。隅掙两端刚接在梁、柱或基础上，普通支撑简支在隅撑的中部。与耗能偏心支撑相比，耗能隅撑有两个优点：其—，隅撑截面小，不是结构的主要结构，破坏后更换方便；其二，隅撑框架不限于梁柱刚接，梁柱可以铰接或半铰接D(5>屈曲约束支撑

近年来，国外学者提出了一种新颖的耗能支撑体系——无黏结支撑，如图7.18所示。它在内核钢支撑和外包钢管混凝土之间涂无黏结漆形成滑移界面，而且只有内核钢支撑与框架结构连接，以保证压力和拉力都只由内核钢支撑承受。

图7.17隅撺结构

滑移界面允许内核钢和外包层之间相对滑动，同时约束内核钢支撑的横向变形，防止内核钢支撑在压力作用下发生整体鹿曲和局部屈曲。该支撑在拉压作用下可以达到充分屈服，滞回曲线稳定饱满，在地震反复荷载作用下具有良好的滞回耗能性能。 3>耗能埔

耗能墙实质上是将阻尼器或耗能材料用于墙体所形成的耗能构件或耗能子结构。

周边耗能墙

在墙与框架的周边填充黏性材料，强烈地震时，墙周边出现非弹性缝并错动，以消耗地震能量。 (2) 摩擦耗能墙

在竖缝剪力墙的竖缝中填充摩擦材料，可形成摩擦耗能墙体。在地震作用时，通过摩擦缝的反复错动，可以达到消耗地震能量的目的。以竖向预应力为手段，在墙顶面与梁底部接缝处做一条摩擦缝，也可以形成预应力摩擦剪力墙。 7.2.3吸振减震原理

(1)

吸振减震主要通过在主体结构上附加吸振子结构，使主体结构的能量向子结构转移，以减小主结构的振动。吸振子 结构是包括质量系和弹簧系的小型振动系统，以质量系产生的惯性力作为控制力，通过弹簧系作用于主结构。吸振减震系统常与黏滞阻尼器联合使用，并以阻尼器命名。吸振减震系统的原理可用两自由度的、底层横梁上受简谐荷载作用的JlX剪切型框架体系的受迫振动来说明，如图7.19所示。体系稳态振动响应(振幅>为：

田7.19吸财财理 (k1-62m1)P _k￡ l_2(79)D0 \D0.

2

式中，D。=(*，+Aj -^Wj)-A2。

2

由式(7.9)可知，当=0时，下层（主结构)质量m，的位移为零，上层（吸振器）质量%的位移幅值为：Y2=-P/、。这说明:合理设计(在主结构上安装吸振子结构，使其频率接近输入频率)可以消除(或减小）主结构叫的振动，从而保证主结构的安全。大量理论分析结果还表明:主结构的阻尼比越小，吸振装置的减震作用越大；质鬚:比增加，减震作用增大。 7.2.4吸减震装置

各种吸振减震装置可根据吸振子结构质童系的不同进行分类。

质量系为固体的吸振减震装置有:调频质童阻尼器(TMD)、摆式质量阻尼器等。

TMD在高层建筑和桥梁上已有广泛应用，如高度278m的美国纽约C.C.中心大厦采用的TMD重达370U波士顿的J.Hancock大楼采用了两个300t的TMD，我国台北的101大厦采用了重达660t的TMD，九江长江大桥使用TMD来减少吊杆的风致振动。

摆式质量阻尼器主要有摆锤式、环状式和倒置环状式等几种类型，适用于控制高耸结构的振动。

质量系为液体的吸振减震装置有:调频液体阻尼器(TLD>、液压咀尼系统（HDS)、油阻尼器、质量泵等。质量泵利用液体震荡改变结构质量分布=TLD则通过浅水层的波浪效应或动水压力控制结构振动，我国南京电视塔就使用了TLD。研究表明:TLD能有30%的减震效果，而且仅用TLD的一阶晃动等效力学模型就能满足工程需要。

质量系同时包括固体和液体的装置，如液压质量控制系统(HMS)，多安装于结构底层，可以降低50%-70%的结构振动，增加3-4倍的结构阻尼。

各种高效的被动阻尼控制装置正通过建立运动方程(状态方程），并进行仿真分析和振动台实验已陆续研制出来。质量系为气体的空气阻尼器，也有吸振减震的效果。 7.3结构主动控制初步

7.3.1基本概念

主动控制是借鉴现代控制论思想而提出的一类振动控制方法，它是根据外界激励和结构响应预估所需的控制力来输入能量，驱使作动器施加控制力或调节控制器性能参数，达到减震效果。

主动控制体系一般由三部分组成： 传感器。用于测量结构所受地震激励及结构反应，并将测得的信息传送给控制系统中的控制器。

②控制器。一般为计算机，用于依据给定的控制算法，计算结构所需的控制力，并将控制信息传送递给控制系统中的作动器。

③作动器。一般为加力装置，用于根据控制信息由外部能源提供结构所需的控制力。 主动控制根据控制算法是否依赖结构反应或地震激励可分为三类(见图7.20)： ①开环控制。根据抗震激励信息调整控制力。 ②闭环控制n根据结构反应信息调整控制力。

③开闭环控制。根据地震激励和结构反应的综合信息调整控制力。

图7.20结构主动控制系统框图

7.3.2控制原理

图7.21是主动控制结构（单自由度体系）的分析模型。

在地震动&作用下，结构产生相对位移-(*)，根据抗震动和结构反应信息，作动器对结构施加主动控制力uU)，因此，结构的运动方程为： mx+cx+kx--mxt+u(i) (7.10)

式中，uO)是结构反应和地震动<的函数，可表示为：

u(t)=-mji其中，；^、^、^、^为控制力参数，可以不随时间改变。 将式(7.11)代人式(7.10)可得， (m+mt)x+(c+cx)x+(k+k，)x=-(m-m0)xs (7.12) 由式(7.12)可知，对结构实施主动控制，相当于改变了结构动力特性，增大了结构刚度与阻尼，减小了地震作用，从而达到减震目的。

在式(7.12)表达的主动控制力中，若m，=c，=kt=0，则为开环控制；若《。=0，则为闭环控制；若m，、C，、A，及；nD皆不为零，则为开闭环控制。在闭环控制中，若叫=c，=0，则称为主动可调刚度控制；如果=fe，=0，则称为主动可调阻尼控制；类似地，若^=k，=0，则是主动可调质量控制。

最佳的控制力参数，可采用一般控制理论方法确定。常用的方法有:经典线性最优控制、线性瞬时最优控制、极点配置控制、界限状态控制、预测控制、自适应控制、非线性瞬时最优控制、随机最优控制和模糊控制。 7.3.3结构主动控制装置

1) 主动调频质量阻尼器

ATMD是在TMD基础上增加主动控制力而构成的减震装置，应用集中于高层建筑与高耸结构。如1990年8月世界首例A-TMD应用于日本的成和大厦(地上U层，地下1层），顶部两台TMD分别控制水平振动和扭转振动，当风速为20m/dt，顶层位移减少50%-60%。 2 >主动拉索

主动拉索控制系统由连接在结构上的预应力钢拉索构成。在拉索上安装一套液压伺服系统。地震时，传感器把记录的结构反应信总传给液压伺服系统，系统根据一定规律对拉索施加控制力，使结构反应减小。

主动拉索控制系统的优点在于:施加控制力所需能量相对较小；拉索本身是结构的构件，因而不必对结构进行较大的改动。 习题

7.1试从抵御和减轻地震灾害的角度，简述结构控制和传统结构抗震的区别与联系。 7.2简述结构控制技术的分类及特点。

7.3简述结构隔II技术的特点及应用范围。 7.4简述隔震和减震技术的区别与联系。 7.5简述结构控制技术的发展趋势。

附录A中国地震烈度表

表A.1中H地震烈度表丨GB/T17742—2008> 地人的感觉 房屋震害 其他霉水平向地震动类萊答程度 平震 害现象 峰值加峰值速型 均? 速度 度烈 无感 n 室内个别 - 静止中的m 室内少数- 门、窗轻微- 悬挂物- - 静止中的作响 撖动 I室内多数- 门、窗作响 - 悬挂物- - V 人、室外明显摆人有器皿V 少室数内普- 门窗.厘顶、- 动悬.挂物0.31(0acs 逍、室外屋架顫动作大幅度.22-0.(ao2-a多数人有响，灰土掉晃动，不44) w) 感觉，多落，个别房稳定器本标准采用12等级的地震烈度划分。本标准规定了地震烈度从I度到XD度区域地面上人的感觉、房屋震害程度、其他震害现象、水平向地震动参数的评定指标和使用说明，适用于地震烈度等级的评定。

地人的感觉 房屋震害 其他震水平向地S动参类震害程度 平均害现象 峰值加峰值速思 型 震 速度 度烈V多数人站A 少数中等破0-0.家具和0.63(a0.06(0I 立不稳，坏，多数轻10 物品移45-0.8.05-a0 个别中等破少数人惊动；河岸9) 9) 坏，少数轻逃户外 和松软C 个别轻微破0-0.土出现M 大多数人A 坏，大多数少数毁坏和08 0.11裂缝，物体饱从1.25 0.13 惊进户/或严重破- 架子上(&90-1外，骑自B 少数中等破0.30 掉落；河.77) 坏，多数轻行车的人岸出现 少数中等和0.07有感觉，坍方；饱/或轻微破-0.2行驶中的V多数人摇A 少数毁坏，0.29和干砂梗层土2.50[1I 晃類簸， 多数严重和个别毁坏，- 上出现.78-3.行走困难 少数严重破0.51 裂缝；饱53) C 少数严重和0.20和砂层绝大多或中等破- K 行动的人A /多数严重破0.49干硬土5.00(3摔倒 或/和毁-0.7上多处.54-7.B 坏少数毁坏，1 出现有07) C 多数严重和少数毁坏和0.38裂缝；可/或严重破-0.6X 骑自行车A 绝大多数毁0.69山崩和10.00(的人会择B 坏 大多数毁坏 -0.9地震断7.08-4倒，处不1 裂出现；.14) C 多数毁坏和0.58稳状态的基岩上/或严重破-0.8地人的感觉 房屋運害 (aio-o.18) 0.25(0.19-a35) (a36-0.71) 1.00 (0.72-1.41) 续表

其他震水平向地震动

痤 烈X- I 类震害程度 平均害现象 峰值加峰值速型 S害速度度A 绝大多数毁0.89地震断- - -1.0裂延续B 坏 00.7很长；大C X- A 几乎全部毁1.00 地面剧- - I B 坏 烈变化，注:表中给出的“峰值加速度”和“峰值速度'?是参考值，

注:①评定地S烈度时，丨度-V度应以地面上以及底层房?中人的感觉及其他S害现象为主：VI度~X度应以房厗*苫为主，参照其他震害现象，当用房厘?富程度与平均*富指数评定结果不同时，应以综合房屋■程度评定结果为主，并综合考思不同类型房屋的平均震害指数；XI度和XI度应综合房屋?害和地表霉害现象。 ②房屋类型，包括以下三种类型：

A类:木构架和土、石、砖墙建造的旧式房屋； B*:未经抗液设防的单展或多层砖?体房里；

C类:按照VI度抗震设防的单S或多S砖砌体房屋。

③S害指数:房屋震害程度的定量指标.以0.00到1.00的数宇来表示由轻到重的震害程廑，

2

④农村可按自然村、城镇可按街区为第位进行地震烈度评定，面积以1 km左右为宜。 ⑤平均*害指数:同类房屋*答指数的加权平均值，即受各级*1?的房里所占的比串与其相应的S害指数的乘积 之和。

⑥表中的数*词采用个别.少数.多数.大多数和绝大多数.其范ffl界定如下广个别?’为丨0?以下；少数\为10%-45?多数”为40%-70?广大多数\为60?-90%绝大多数\为80%以上。 ⑦房屋破坏等级分为基本完好、轻微破坏.中等破坏、严重破坏和S坏J类，其定义和对应的S害指数d如下：

a.基本完好:承重和非承重构件完好.或个别非承重构件轻微损坏，不加修理可继续使用，对应的*害指数为0.00sd<0.10c

b.轻傲破坏:个别承重构件出现可见裂埋，非承重构件有明显裂缝，不需要修a或稍加修理即继续使用。对应的*害指数为o.10srf?0.30。

c.中等破坏:多数承重构件出现轻微裂缝，部分有明fi裂缝，个别非承重构件破坏严重，*要一般修理后可使用a对应的S害指数为0.30?d<0.55。

d.严重破坏:多数承S构件硖坏较严*，个别非承?构件局部倒塌，房屋修S困难。对应的震害指?为0.55 Sd<0.85。

e.毁坏:多数承重构件严重破坏，房屋结构两于崩溃或已倒毁，已无修复可能，对应的?害指数为0.85sd?_.00，

⑧当有自由场地强*动记录时，水平向地震峰值加速度和螓值速度可作为综合评定地震烈度的参考指标。

⑨以下二种情况的地震烈度评定结果，应做适当调整：

?.当采用高楼上人的感觉和器?反应评定地震烈度时，适当降低评定值； b. 当采用低于或高于?度抗震设计房屋的《害程*和平均?害指数评定地；?烈度时，适当洚低或提高评定值； c. 当采用建筑质S特别差或特别好房远的震#程度和平均*害指数评定地震烈度时，适当降低或提高评定值。

计算的平均震害指数值ftf表A.1中地震烈度对应的平均震害指数重叠搭接区间时，可参考其他判别指标和

*害现象综合判定地篇烈度。

附录B我国部分城镇抗震设防烈度及设计地震动参数

本附录仅提供我国部分抗震设防区各县级及县级以上城镇的中心地区建筑工程抗震设计时所采用的抗震设防烈度、设计基本地震加速度值和所属的设计地震分组。

注:本附录一般把“设计地震第一、二<三组”简称为“第一组、第二组、结三组”。 B.1首都和Ml市

抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0.20^：

第一组:北京（东城、西城、崇文、宣武、朝阳、丰台、石景山、海淀、房山、通州、顺义、大兴、平谷），延庆，天津（汉沽），宁河。 1. 抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.15g：

第二组:北京（昌平、门头沟、怀柔），密云，天津（和平、河东、河西、南开、河北、红桥、塘沽、东丽、西青、津南、北辰、武清、宝坻），蓟县，静海。 2. 抗震设防烈度为1度，设计基本地震加速度值为0. 10皮：

第一组:上海（黄浦、卢湾、徐汇、长宁、静安、普陀、闸北、虹口、杨浦、闵行、宝山、嘉定、浦东、松江、青浦、南汇、奉贤）； 第二组:天津(大港）。 3. 抗震设防烈度为e度，设计基本抗震加速度值为0.05^：

第一组:上海(金山），崇明；重庆(渝中、大渡口、江北、沙坪坝、九龙坡、南岸碚、万盛、双桥、渝北、巴南、万州、涪陵、黔江、长寿、江津、合川、永川、南川），巫山，奉节，云阳，忠县，丰都，璧山，铜梁，大足，荣昌，綦江，石柱，巫溪

注:上标*指该城镇的中心位于本设防区和较低设防区的分界线，下同。

0.

B.2河北省

抗震设防烈度为8度，设计S本地震加速度值为0.20?:

第一组:唐山（路北、路南、古冶、开平、丰润、丰南），三河，大厂，香河，怀来等；第二组:廊坊(广阳、安次）?

2. 抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0. 15^： 、

第??组:邯郸(丛台、邯山、复兴、峰峰矿区），任丘，河间，大城，滦县，蔚县等；第二组:琢州，高碑店，涞水，闶安，永清，文安，玉田，迁安，卢龙，滦南，唐海等。 3. 抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0. 10^:

第一组:张家口（桥西、桥东），万全，怀安，安平，饶阳，晋州，深州，辛集等；第二组:石家庄（长安、桥东、桥西、新华、裕华、井陉矿区），保定，沧州，邢台等；第三组:秦皇岛（海港、北戴河〉，清苑，遵化，安W，涞源，承德(鹰手营子丨〉。 4. 抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度值为0.05。 第一组：围场，沽源；

第二组:正定，尚义，尤极，平山，鹿泉，井陉县，元氏，南皮，吴桥，景县，东光；第三组:承德（双桥、双滦），秦皇岛（山海关），承德县，隆化，宽城，青龙等。

1.

B.3四川省

抗震设防烈度不低于9度，设计基木地震加速度值+小于0.40g:

第二组:康定，西具。

抗震设防烈度为8度，设计基+地震加速度值为0. 30客： 第二组:冕宁、

抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0. 20g.. 第一组:茂县，泣川，宝兴；

第二组:松潘，平武，北川（震前），都江堰，道孚，泸定，y?孜，炉霍，喜德，普格，宁南，理塘；第三组:九寨沟，石棉，德吕。

抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0. \\5g：

第二组：巴塘，德格，马边，雷波，天全，芦山，丹巴，安县，青川，江油棉竹，什邡，彭州，理县’剑阁、

第三组:荥经，汉游昭觉，布拖，甘洛，越西，雅江，九龙，木里，盐源，会东，新龙3 抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0. 10^： 第一组：自贡（自流井、大安、贡井、沿滩）；

第二组:绵阳（涪城、游仙），广元(利州、元规、朝天），乐山（市中、沙湾），宜宾，宜宾县，峨边，沐川，屏山，得荣，雅安，中江，德阳，罗江，峨酒山，马尔康；

第二组:成都(青羊、锦江、金牛、武侯、成华、龙泽泉、青白江、新都、温江），攀枝花（东区、西K、仁和），若尔盖，色达，壤塘，石渠，白玉，盐边，米易，乡城，稻城，双流，乐山（金口河、五通桥），名山，美姑，金阳，小金，会理，黑水，金川，洪雅，夹江，邓峡，蒲江，彭山，丹棱，眉山，青神，郫县，大邑，崇州，新律，金堂，广汉。 6.抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度值为0.05客：

第一组:沪州（江阳、纳溪、龙马潭），内江（市中、东兴），宣汉，达州，达县，大竹，邻水，渠县，广安，华蓥，隆S，富顺，南溪，兴文，叙永，古蔺，资中，通江，万源，巴中，阆中，仪陇，西充，南部，射洪，大英，乐至，资阳；

第二组:南江，苍溪，旺苍，盐亭，三台，简阳，泸县，江安，长宁，髙县，珙县，仁寿，威远；第三组:犍为，荣县，梓潼，筠连，井研，阿坝，红原。 B.4云南省

1. 抗震设防烈度不低于9度，设计基本地震加速度值不小于0. 40g： 第二组:寻甸，昆明（东川）； 第三组:澜沧。

2. 抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0. 30g：

第二组:剑川，嵩明，宜良，丽江，玉龙，鹤庆，永胜，潞西，龙陵，石屏，建水； 第三组:耿马，双江，沧源，勘海，西盟，孟连。

3. 抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0. 20g:

第二组:石林，玉溪，大理，巧家，江川，华宁，峨山，通海，洱源，宾川，弥渡等； 第三组:昆明（盘龙，五华、官渡、西山），苷洱，保山，马龙，呈贡，腾冲，施甸等。 4. 抗震设防烈度为1度，设计基本地震加速度值为0. \\5g： 第二组:香格里拉，泸水，大关，永善，新平'5

第三组:曲靖，弥勒，陆良，富民，禄劝，武定，兰坪，云龙，景谷，宁洱，沾益等。 5. 抗震设防烈度为1度，设计基本地震加速度值为0. \\0g： 第二组:盐津，绥江，德钦，水富，贡山；

第三组:昭通，彝良，鲁甸，福贡，永仁，大姚，元谋，姚安，牟定，墨江，绿春等。 6. 抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度值为0.05客： 第一组:威信，镇雄，富宁，西畴，麻栗坡，马关； 第二组:广南；

第三组:丘北，现山，屏边，河口，文山，罗平。

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