1、高层钢结构键入文档标题姓名：李文杰学号：12121088 班级：硕1203班34第一篇基于性能抗震设计理论综述1、基于性能抗震设计理论的研究内容 性能抗震设计的研究内容可以分为两部分，其一是结构性能抗震设计的基础框架研究，它包括性能抗震设防标准，含设防地震动水准和设防地震动参数的确定、结构体系抗震性能水准的分类、适用于不同重要性结构的性能抗震设防标准以及相应的性能可靠度分析;其二是性能抗震设计的基本方法研究，即实现性能抗震设计的基本分析技术，包含静力弹塑性分析方法、非线性反应谱方法、等效线性化方法和基于能量的抗震设计方法等14性能抗震设计需要估计结构的非线性性态，通常有两种方法可实现这一过程:
2、非线性动力时程分析法(弹塑性时程分析)和静力非线性分析法(推覆分析)。 非线性动力时程分析法从理论上讲是结构抗震分析较可靠的方法。但是，它对地震动输入较为敏感，且分析技术复杂、计算工作量大，设计师很难对结果进行处理，因此这种分析方法难以在设计中广泛应用。而静力非线性分析法既考虑了计算的简便性，同时也考虑了构件的弹塑性性能，随着基于性能的设计思想在结构抗震设计中的逐步推广和应用，该方法己经成为当前结构抗震研究的前沿课题之一。2、高层钢结构抗震设计的研究现状2、1高层钢结构的抗震设计 高层钢结构房屋由于钢材的材质均匀，强度易于保证，所以在地震作用下，结构的可靠性大;而材料轻质高强的特点使得钢结构房
3、屋的自重轻，从而减小所遭遇的地震作用;其良好的延性使结构在很大的变形下仍不致倒塌，从而保证结构在地震作用下的安全性。但是，由于地震的随机性和实际工程的复杂性，未能避免诸如结构平面和剖面的不规则性，以及沿竖向的刚度突变和强度突变等结构方案，潜伏着结构的薄弱部位和遭受破坏的可能性。虽然钢结构具有较好的延性，相对于钢筋混凝土结构的破坏程度要小，但还是难以避免连接节点的开裂、支撑的压屈等破坏，如在阪神地震中还发生柱子脆性断裂等震害12。因此，需要在总结震害经验的同时，开展科学研究，逐渐完善钢结构设计。 目前，高层钢结构的抗震设计主要是基于承载力的设计方法，包括线性(弹性)和非线性(弹塑性和其它非线性性
4、质)的设计方法，分别可以通过静力和动力分析过程得以实现，针对不同的设计阶段，可根据不同的结构体系和不同的设计要求选取适宜的分析方法，如振型分解法，时程分析法等。弹性抗震设计可以保证结构在多遇地震下的正常使用功能，可以确定在设计地震下结构的强度、变形等是否满足规范的要求，并为此阶段的结构设计提供直接可靠的依据。弹塑性抗震设计可以防止结构在罕遇地震作用下失效，相对于弹性抗震设计而言，可以体现出更多的结构抗震性能，如更加真实地估算结构的地震反应、更加准确地判断结构的薄弱层和薄弱杆件、以及楼层刚度突变等信息。 实现两阶段的抗震设计所涉及到的具体抗震分析方法主要有以下几种:1.反应谱法 2.时程分析法
5、3.静力非线性分析法2.2高层钢结构的减震设计 传统结构抗震设计主要致力于保证结构自身具有一定的强度、刚度和延性，以满足一定的抗震设计要求。这种设计，结构处于被动抵御地震作用的地位，因此，是一种消极的抗震方式。为使结构更有效地抵抗地震作用，各国研究者一直在积极寻找新的结构抗震设计途径，以隔震、减震为技术特点的结构抗震新技术，便是这种努力的结果。 高层建筑设计中，侧向刚度是主要考虑的因素，能准确判断结构侧向刚度的参数为水平位移指标，即建筑顶端最大位移与建筑总高度之比。高层建筑钢结构的刚度相对较小，其地震反应控制按照传统方法仅靠增加结构自身的水平刚度和阻尼是很不经济的，有时甚至是无法做到的，所以难
6、以达到既满足安全性、使用性等要求又满足社会和经济等方面的要求，而结构振动控制突破了传统的设计方法，使仅依靠增加结构本身性能来抵抗动力荷载的方法发展为由结构振动控制体系能动地控制结构的动力反应。 耗能减振(震)技术作为一种有效的结构被动控制方法在近二十年来得到了长足的发展。耗能减震器的类型也在不断增多。目前，根据耗能机理的不同可以分为:金属阻尼器、摩擦阻尼器、粘弹性阻尼器、粘滞阻尼器和复合型阻尼器。粘弹性阻尼高层钢结构基于性能的抗震设计方法研究这些耗能装置在强烈地震作用下率先进入非弹性状态，产生较大的阻尼，大量消耗输入结构的振动能量。 采用耗能减震装置的高层钢结构的抗震计算模型需对耗能减震装置按
7、结构构件对待，采取合适的结构单元进行模拟。一般情况下，宜采用非线性时程分析法和静力非线性分析法，但当主体结构基本处于弹性工作阶段时，也可采用线性分析法简化估算，并根据结构变形特征和高度等，分别采用底部剪力法，振型分解反应谱法和时程分析法进行抗震计算。第二篇高层钢结构抗震设计的研究现状 基于性能的抗震设计理论的目的就是在未来抗震设计中，在不同强度水平地震作用下，能够有效地控制建筑物的破坏状态，使建筑物实现明确的不同性能水准，从而使建筑物在整个生命周期内，在遭受可能发生的地震作用下，总体费用达到最小的目标。 2.1高层钢结构性能水准的综合描述根据结构的破坏特征和我国建筑地震破坏等级划分标准，同时参
8、考国内外结构性能水准划分标准5，把高层钢结构的性能水准分为五个等级，对应五个性能等级的结构破坏程度的描述见下表2-1。这五个等级能够比较全面地反映结构在地震作用下破坏的性能状况。 表2-1中性能水准所对应的“基本完好、轻微破坏、中等破坏、严重破坏、基本倒塌”五种破坏状态与建筑抗震规范（2001）中的“不坏、可修、不倒”三个等级相比，五个等级划分较细、应用和评估比较容易，其中，“不坏”相当于“基本完好”;“可修”相当于“中等破坏”;“不倒”相当于“严重破坏”。 表2-1高层钢结构性态水准及其综合描述 2.2高层钢结构性能水准的量化为了使基于性能的抗震设计理论能够应用于实际结构的抗震设计中，需要在
9、定性研究的基础上使之达到定量化的程度。为此，在划分了高层钢结构性能水平之后，需要进一步确定采用什么参数对各性能等级的损坏极限状态进行量化。国内外学者曾提出过许多参数来量化建筑结构的震害水平，包括强度指标、变形指标、能量指标、低周疲劳指标、变形指标和能量双重指标等，但目前许多学者认 为，尽管结构性能由某个参数来划分可能不尽完善，但是基于位移(变形)来划分 结构性能水平是方便实用的。因为变形(或位移)比强度(或承载力)更能体现结构在地震作用下的性能;变形指标不仅可以较好地体现结构构件的损伤程度，如同结构性能有关的三个主要设计参数，强度、刚度(变形)、延性，一般都可 以通过与变形相对应的刚度来调整，
10、而且变形指标还能够用以控制非结构构件的性能水平72。同时，在高层建筑设计中，侧向刚度是主要考虑因素，而能准确判断建筑侧向刚度的参数为水平位移指标(建筑顶端最大位移与建筑总高度之比)。因此，从工程实用角度，采用变形指标(转角、位移角等)来对各种性能水平的损伤极限状态进行量化是比较合适的。 1.变形限值所考虑的因素 在基于性能的结构抗震设计理论中，要考虑建筑结构构件在未来外荷载作用下的变形与破坏，也要考虑建筑非结构构件的损伤以及装修等级等因素。如果高层钢结构的变形过大，将会产生很大的p-效应，将引起建筑装修材料的破损以及非结构构件的严重破坏，这样可能会造成修复费用过高或人员伤亡。不同性能水准的变形
11、限值须同时考虑结构构件及非结构构件可能发生的损坏情况。如果结构的侧向变形过大时，对于较高的性能水准，一般必须同时控制结构和非结构构件的损坏程度，而对于较低的性能水准，如中等破坏和生命安全这两个性能水准，往往是结构构件的破坏程度起控制作用。 2.目前国内外规范对于变形限值的规定 (1)中国规范1985年以前，我国高层建筑大都采用钢筋混凝土结构，故对钢筋混凝土结构层间位移的计算和限值的研究较多12. 131，而对钢结构方面的研究较少。GBJ11-89建筑抗震设计规范中没有钢结构部分。2001年修订的GB50011-2001建筑抗震设计规范加入了钢结构部分。其中弹性和弹塑性层间位移限值的取值参照了日
12、本和美国加州规范。多、高层钢结构体系地弹性层间位移角限值的选取参照美国加州规范(1998)对基本自振周期大于0.75s的结构的规定，取为1/300，弹塑性层间位移角限值的选取考虑到钢结构具有较好的延性，并参照美国规范，取为1/5 01侧a1/50 3 (2)美国规范有关变形验算的规定高层钢结构具有较高的变形能力，美国ATC-06规定，II类地区危险性建筑(容纳人数较多)，层间最大位移角限值为1/67;美国AISC房屋钢结构抗震规定(1997)中规定，与小震相比，大震时的位移角放大系数，对双重抗侧力体系中的框架一中心支撑结构取5，对框架一偏心支撑结构取4。如果弹性位移角限值为1/300，则对应的
13、弹塑性位移角限值分别为1/60和1/75 131。美国IBC2000规范中的位移限值为弹塑性位移限值，对一般钢结构要求不超过1/50，而对于不同钢结构体系(如中心支撑、偏心支撑等)的弹性层间位移限值均在1/200左右。 大多数美国规范都明确表明他们提供的抗震设防标准是确保生命安全(Life-sate level)的最低要求，而不是确保结构免遭破坏。其采用的设计地震在50年内的超越概率为10%(地震重现期为475年)，该地震的强度水平正好相当于我国现行抗震设计规范规定的基本烈度。在这个“中震”水平的地震作用下，美国规范允许结构进入弹塑性状态。与设计原则相对应，其规范规定用于设计地震下变形验算的层
14、间位移为在设计地震作用下按照弹性分析所得到的层间弹性位移乘以弹塑性位移增大系数以考虑塑性变形的影响。可见美国规范在设计地震下的变形验算已经是弹塑性变形验算，与我国规范小震下的弹性变形验算不同，其层间位移角容许值1/250或1/200会比我国规范所规定的限值大 (3)日本有关规范的规定日本建筑标准法规采用双水准的抗震设计原则，第一水准抗震设防是以中等强度地震为对象，其对应的地表有效加速度峰值大约为80-100ga1。该法规规定钢结构的层间位移角限值为1/200，目的是防止非结构构件严重破坏或脱落而可能引起疏散口堵塞或直接对人员造成伤害。日本建筑学会的设计指南对罕遇地震下的弹塑性变形验算做出了建议
15、。具体见表2一3 表2-2日本有关规范对抗弯钢框架所规定的层间位移角限值 (4)欧洲规范的有关规定欧洲规范(Europcode 8)的设防标准与美国规范UBC相似，也是采用重现周期为475年的地震作为设计地震，用于变形验算的层间位移也在弹性分析值的基础上乘以一个与结构的延性能力有关的位移性能系数。 不同国家规范对层间位移角限值的规定存在较大的差异，这主要是因为层间位移限值是控制高层建筑结构的一个重要指标，其取值是根据本国的设防目标、计算方法、材料性能及施工构造等因素综合考虑的。表2-3列出了国内全钢结构工程实例中不同结构体系的层间位移角计算值。从表中可以看出弹性层间位移角基本能满足弹性位移验算的限值1/300;罕遇地震作用下弹塑性层间位移角距规定的限值1/50尚有一定的距离。 3.不同性能水准下设计位移的建议取值 根据当前国内外的规范中的对变形限值的规定以及工程实例的计算结果，本节将量化不同性能水准下结构的变形限值。 表2-3全钢结构中不同结构体系的水平位移计算值