共 415 条公开条文 · 本页 50 条
C.1.1 -C.1.4
C.1.1 内藏钢板支撑的形式宜采用人字支撑、V形支撑或单斜杆支撑，且应设置成中心支撑。若采用单斜杆支撑，应在相应柱间成对对称布置。
C.1.2 内藏钢板支撑的净截面面积，应根据无粘结内藏钢板支撑墙板所承受的楼层剪力按强度条件选择，不考虑屈曲。
C.1.3 无粘结内藏钢板支撑墙板制作中，应对内藏钢板表面的无粘结材料的性能和敷设工艺进行专门的验证。无粘结材料应沿支撑轴向均匀地设置在支撑钢板与墙板孔壁之间。
C.1.4 钢板支撑的材料性能应符合下列规定：
1 钢材拉伸应有明显屈服台阶，且钢材屈服强度的波动范围不应大于100N／mm2；
2 屈强比不应大于0.8，断后伸长率A不应小于20％；
3 应具有良好的可焊性。
C.2构造要求
C.2.1
混凝土墙板厚度Tc应满足下列公式要求。支撑承载力调整系数可按表C.2.1采用。
式中：A——支撑钢板屈服段的横截面面积(mm2)；
fy——支撑钢材屈服强度实测值(N／mm2)；
X——循环荷载下的墙板加厚系数，可结合滞回试验确定，无试验时可取1.2；
a0——钢板支撑中部面外初始弯曲矢高与间隙之和(mm)；
b——钢板支撑屈服段的宽度(mm)；
ft——墙板混凝土的轴心抗拉强度设计值(N／mm2)；
NE——宽度为5b的混凝土墙板的欧拉临界力(N)，按两端铰支计算；
Ec——墙板混凝土弹性模量(N／mm2)；
L——钢板支撑长度(mm)；
t——钢板支撑屈服段的厚度(mm)；
Nmax——钢板支撑的最大轴向承载力(N)；
β——支撑与墙板摩擦作用的受压承载力调整系数；
w——应变硬化调整系数；
η——钢板支撑钢材的超强系数，定义为屈服强度实测值与名义值之比，当fy采用实测值时取η＝1.0。
表C.2.1 支撑承载力调整系数
注：一般采用的钢材要求100N／mm2≤fy≤345N／mm2。
条文说明
C.2.1 公式(C.2.1-1)是在α＝45°、L＝4.3m的单斜无粘结支撑墙板轴心受压的基础上得出的，故暂且建议实际工程应用中，α应取45°左右，且L≤4.3m，方可用此公式确定墙板厚度。当L≥4.3m，且α＜40°或α＞50°时，应通过试验和分析确定墙板的厚度。
应用公式(C.2.1-2)～式(C.2.1-4)时，不受支撑倾角和长度限制。但结合所作的试验研究，支撑屈服后承载力进一步增大是客观事实，且考虑间隙对整体压弯作用的增大，对相关文献的公式进行了修正。
表7中三个系数的取值，建议通过试验确定。对于Q235钢材，表中系数是结合所作试验与相关文献确定的，为偏于安全，三个系数取值偏大。如表7所示，它们各有一定的取值范围。建议在工程设计中，根据具体情况由试验确定。当由试验确定时，w＝＋Nu／Nyc，＋Nu为实测的支撑在最大设计层间位移角时的轴向受拉承载力，Nyc为支撑的实测屈服轴力，Nyc＝ηAfy，当fy采用实测值时η＝1.0；β＝|—Nu|÷(＋N)，—Nu为实测的支撑在最大设计层间位移角时的轴向受压承载力。
表 7
利用公式(C.2.1-2)确定墙板厚度时，需要试算。即事先假定墙板厚度(因为公式右侧NE的计算中需要先给Tc一个预设值)，然后计算公式右侧，如果假定厚度满足该公式，则假定成立(如假定的墙板厚度超出公式右侧计算值较多，可以减小假定厚度，重新验算)；如果假定厚度不满足该公式(表明假定厚度偏小)，重新增大假定厚度，并验算，直至所假定的厚度满足该公式。式(C.2.1-3)、式(C.2.1-4)为构造要求。
C.2.2
支撑钢板与墙板间应留置适宜间隙(图C.2.2)，为实现适宜间隙量值，板厚和板宽方向每侧无粘结材料的厚度宜满足下列公式要求：
图C.2.2 钢板支撑与墙板孔道间的适宜间隙
1-墙板；2-屈服段；3-墙板孔壁；4-钢板支撑；5-弹性段
条文说明
C.2.2 为隔离支撑与墙板间的黏着力，避免钢板受压时横向变形胀裂墙板，需要在钢板与墙板孔壁间为敷设无粘结材料留置间隙。
C.2.3-C.2.4
C.2.3 钢板支撑宜采用较厚实的截面，支撑的宽厚比宜满足下式的要求。钢板支撑两端应设置加劲肋。钢板支撑的厚度不应小于12mm。
C.2.4 墙板的混凝土强度等级不应小于C20。混凝土墙板内应设双层钢筋网，每层单向最小配筋率不应小于0.2％，且钢筋直径不应小于6mm，间距不应大于150mm。沿支撑周围间距应加密至75mm，加密筋每层单向最小配筋率不应小于0.2％。双层钢筋网之间应适当设置连系钢筋，在支撑钢板周围应加强双层钢筋网之间的拉结，钢筋网的保护层厚度不应小于15mm。应在支撑上部加劲肋端部粘贴松软的泡沫橡胶作为缓冲材料(图C.2.4)。
图C.2.4 墙板内钢筋布置
C.2.5 -C.2.8
C.2.5 在支撑两端的混凝土墙板边缘应设置锚板或角钢等加强件，且应在该处墙板内设置箍筋或加密筋等加强构造(图C.2.5)。
图C.2.5 墙板端邵的加强构造
1-钢板支撑；2-拉结筋；3-加密的拉结筋；4-纵横向双层钢筋；
5-锚筋；6-箍筋；7-角钢；8-加密的纵横向钢筋；9-锚板
C.2.6 当平卧浇捣混凝土墙板时，应避免钢板自重引起支撑的初始弯曲。应使支撑的初始弯曲矢高小于L／1000，L为支撑的长度。
C.2.7 支撑钢板应进行刨边加工，应力求沿轴向截面均匀，其两端的加劲肋宜用角焊缝沿侧边均匀施焊，避免偏心和应力集中。
C.2.8 无粘结内藏钢板支撑墙板应仅在节点处与框架结构相连，墙板的四周均应与框架间留有间隙。在无粘结内藏钢板支撑墙板安装完毕后，墙板四周与框架之间的间隙，宜用隔音的弹性绝缘材料填充，并用轻型金属架及耐火板材覆盖。
墙板与框架间的间隙量应综合无粘结内藏钢板支撑墙板的连接构造和施工等因素确定。最小的间隙应满足层间位移角达1／50时，墙板与框架在平面内不发生碰撞。
C.3强度和刚度计算
C.3.1
多遇地震作用下，无粘结内藏钢板支撑承担的楼层剪力V应满足下式的要求：
式中：n——支撑斜杆数，单斜杆支撑n＝1，人字支撑和V形支撑n＝2；
α——支撑杆相对水平面的倾角；
Ap——支撑杆屈服段的横截面面积(mm2)；
fy——支撑钢材的屈服强度(N／mm2)。
条文说明
C.3.1 给出支撑设计承载力V与抗侧屈服承载力的比值范围，是为了使支撑在多遇地震作用下处于弹性，而在罕遇地震作用下能先于框架梁和柱子屈服而耗能。
C.3.2
钢板在屈服前后，不考虑失稳的整个钢板支撑的抗侧刚度应按下列公式计算：
式中：△y——支撑的侧向屈服位移(mm)；
Ae——支撑两端弹性段截面面积(mm2)；
Ap——中间屈服段截面面积(mm2)；
lp——支撑屈服段长度(mm)；
le——支撑弹性段的总长度(mm)；
E——钢材的弹性模量(N／mm2)；
Et——屈服段的切线模量(N／mm2)。
C.3.3
无粘结内藏钢板支撑墙板可简化为与其抗侧能力等效的等截面支撑杆件(图C.3.3)。其等效支撑杆件的截面面积Aeq，等效支撑杆件的屈服强度fyeq，等效支撑杆件的切线模量Eteq，可按下列公式计算：
图C.3.3 无粘结内藏钢板支撑墙板的简化模型
1-屈服段；2-弹性段
C.3.4
单斜和人字形无粘结内藏钢板支撑墙板计算分析时，可采用下列两种滞回模型(图C.3.4)。对于单斜钢板支撑，当拉、压两侧的承载力和刚度相差较小时，也可以采用拉、压两侧一致的滞回模型。
图C.3.4 无粘结内藏钢板支撑墙板的滞回模型
条文说明
C.3.4 对于单斜钢板支撑，因泊松效应和支撑受压后与墙板孔壁产生摩擦等因素，使相同侧移时，支撑的受压承载力高于受拉承载力。在多遇地震作用下，结构设计中需要考虑支撑拉压作用下受力差异对结构受力的不利作用时，可偏于安全取：|—Py|＝1.1×|＋Py|。
C.3.5 -C.3.6
C.3.5 可应用性能化设计等方法，结合支撑屈服后超强等因素，对与支撑相连的框架梁和柱的承载力进行设计。
C.3.6 当内藏钢板支撑为人字形和V字形时，在本规程第C.3.2条的基础上，被撑梁的设计不应考虑支撑的竖向支点作用。
条文说明
C.3.5 这是为实现预估的罕遇地震作用下，钢支撑框架结构主要利用无粘结内藏钢板支撑墙板耗能和尽量保持框架梁和柱处于弹性的抗震设计目的。
C.3.6 抗震分析表明，罕遇地震作用下，因支撑大幅累积塑性变形，导致其对被撑梁竖向支点作用几乎消失。
C.4墙板与框架的连接
C.4.1
内藏钢板支撑连接节点的极限承载力，应结合支撑的屈服后超强等因素进行验算，以避免在地震作用下连接节点先于支撑杆件破坏。连接的极限轴力Nc应按下列公式计算确定：
式中：Nyc——钢板支撑的屈服承载力。
C.4.2
钢板支撑的上、下节点与钢梁翼缘可采用角焊缝连接(图C.4.2-1)，也可采用带端板的高强度螺栓连接(图C.4.2-2)。最终的固定，应在楼面自重到位后进行，以防支撑承受过大的竖向荷载。
图C.4.2-1 无粘结内藏钢板支撑墙板与框架的连接
1-无粘结内藏钢板支撑；2-混凝土墙板；3-泡沫橡胶等松软材料；
4-钢梁；5-钢柱；6-拉结筋；7-松软材料；8-钢板支撑；9-无粘结材料
图C.4.2-2 带端板的高强度螺栓连接方式示意
1-无粘结内藏钢板支撑；2-混凝土墙板；3-泡沫橡胶等松软材料；4-钢梁；5-钢柱；6-高强螺栓；7-端板
附录D钢框架-内嵌竖缝混凝土剪力墙板
D.1设计原则与几何尺寸
D.1.1
带竖缝混凝土剪力墙板应按承受水平荷载，不应承受竖向荷载的原则进行设计。
条文说明
D.1.1 使用阶段竖缝剪力墙板会承受一定的竖向荷载，本条规定不应承受竖向荷载是指：
1 横梁应该按照承受全部的竖向荷载设计，不能因为竖缝剪力墙承受竖向荷载而减小梁的截面；
2 两侧的立柱要按照承受其从属面积内全部的竖向荷载设计，为在预估的罕遇地震作用下竖缝剪力墙板开裂、竖向承载能力下降而发生的“竖向荷载重新卸载给两侧的柱子”做好准备，以保证整体结构的“大震不到”；
3 为达成以上目的，竖缝剪力墙的内力分析模型应按不承担竖向荷载的剪切膜单元进行分析。
D.1.2 -D.1.3
D.1.2 带竖缝混凝土剪力墙板的几何尺寸，可按下列要求确定(图D.1.2)：
1 墙板总尺寸l、h应按建筑和结构设计要求确定。
2 竖缝的数目及其尺寸，应按下列公式要求：
式中：h0——每层混凝土剪力墙部分的高度(m)；
h1——竖缝的高度(m)；
hsol——实体墙部分的高度(m)；
l1——竖缝墙墙肢的宽度(m)，包括缝宽。
3 墙板厚度t应满足下列公式的要求：
式中：ks——竖向约束力对实体墙斜截面抗剪承载力影响系数；
ηv——剪力设计值调整系数，可取1.2；
fc——混凝土抗压强度设计值(N／mm2)；
λs——剪应力不均匀修正系数；
nl——墙肢的数量；
V1——单肢竖缝墙的剪力设计值(N)；
l10——单肢缝间墙的净宽，l10＝l1—缝宽，缝宽一般取为10mm；
a1——墙肢内受拉钢筋合力点到竖缝墙混凝土边缘的距离(mm)。
4 内嵌竖缝墙板的框架，梁柱节点应上下扩大加强。
图D.1.2 带竖缝剪力墙板结构的外形图
D.1.3 墙板的混凝土强度等级不应低于C20，也不应高于C35。
条文说明
D.1.2 本条前三款与98规程一致，第4款是新增要求，其目的：一是增强梁柱节点竖向抗剪能力；二是增强框架梁上下翼缘与竖缝墙板之间的传力，避免竖缝板与钢梁连接面成为薄弱环节。
D.2计算模型
D.2.1
带竖缝剪力墙采用等效剪切膜单元参与整体结构的内力分析时，等效剪切膜的厚度应按下式确定：
式中：l0——竖缝墙的总宽度(mm)，l0＝；
Ec——混凝土的弹性模量(N／mm2)；
Es——钢材的弹性模量(N／mm2)；
l1i——第i个墙肢的宽度(mm)，包括缝宽；
l1i0——第i个墙肢的净宽(mm)，l1i0＝l1i—缝宽；
h——层高(mm)；
ln——钢梁净跨度(mm)；
tw——钢梁腹板的厚度(mm)；
t——墙板的厚度(mm)。
条文说明
D.2.1 混凝土实体墙和缝间墙的刚度计算采用现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010的有关规定，同时考虑混凝土的开裂因素，对弹性模量乘以0.7系数。竖缝墙刚度等效必须考虑如下变形分量：
按照这个等效的刚度，换算出等效剪切膜的厚度。
在有限元的实现上，等效剪切板作为一个单元，四个角点(图10)的位移记为ui、vi(i＝1，2，3，4)，从这些位移中计算出剪切板的剪应变。整个剪力墙区块的变形包括剪切变形、弯曲变形和伸缩变形，变形示意图分别见图11，由于弯曲变形和伸缩变形中节点域两对角线的长度保持相等，两对角线长度差仅由剪切变形引起，因此可以通过两对角线变形后的长度差来计算等效剪切板的剪切角。记剪切变形为γ，Ld为变形前剪力墙对角线的长度，L′1和L′2为变形后剪力墙两对角线的长度，h和l分别为剪力墙的层高和跨度(梁形心到梁形心，柱形心到柱形心)，变形后对角线的长度差为：
剪切膜的单元刚度矩阵必须与其他单元一起使用。
D.2.2
钢梁梁端截面腹板和上、下加强板共同抵抗梁端剪力。梁端剪力应按下式计算：
式中：V——竖缝墙板承担的总剪力(kN)；
Vb,FEM——框架梁内力计算输出的剪力(kN)。
条文说明
D.2.2 内嵌竖缝墙的钢框架梁的梁端小段长度范围内存在很大的剪力，剪切膜模型无法掌握，必须按照式(D.2.2)计算，确保梁端的抗剪强度得到满足。
D.3墙板承载力计算
D.3.1 -D.3.2
D.3.1 墙板的承载力，宜以一个缝间墙及在相应范围内的实体墙作为计算对象。
D.3.2 缝间墙两侧的纵向钢筋，应按对称配筋大偏心受压构件计算确定，且应符合下列规定：
1 缝根截面内力应按下列公式计算：
2 ρ1宜为0.075～0.185，且实配钢筋面积不应超过计算所需面积的5％。
条文说明
D.3.2 若超出此范围过多，则应重新调整缝间墙肢数nl、缝间墙尺寸l1、h1以及a1(受力纵筋合力点至缝间墙边缘的距离)、fc和fy的值，使ρ1尽可能控制在上述范围内。
D.3.3-D.3.5
D.3.3 缝间墙斜截面受剪承载力应满足下列公式要求：
式中：λ——偏心受压构件计算截面的剪跨比，λ＝h1／l10；
s——沿竖缝墙高度方向的箍筋间距(mm)；
Asv——配置在同一截面箍筋的全部截面面积(mm2)；
fyv——箍筋的抗拉强度设计值(N／mm2)；
ft——混凝土抗拉强度设计值(N／mm2)。
D.3.4 缝间墙弯曲破坏时的最大抗剪承载力Vb应满足下列公式要求：
式中：x——缝根截面的缝间墙混凝土受压区高度(mm)；
As——缝间墙所配纵向受拉钢筋截面面积(mm2)；
f——纵向受拉钢筋抗拉强度设计值(N／mm2)。
D.3.5 竖缝墙的配筋及其构造应满足下式要求：
条文说明
D.3.5 这是为了确保竖缝墙墙肢发生延性较好的压弯破坏。
D.4墙板骨架曲线
D.4.1-D.4.4
D.4.1 缝间墙板纵筋屈服时的总受剪承载力Vy1和墙板的总体侧移uy，应按下列公式计算：
式中：μ——系数，按表D.4.1采用。
As——缝间墙所配纵筋截面面积(mm2)；
Ky——缝间墙纵筋屈服时墙板的总体抗侧力刚度(N／mm)；
ξ——考虑剪切变形影响的刚度修正系数；
fak——水平横向钢筋的强度标准值(N／mm2)；
B1——缝间墙抗弯刚度(N·mm2)；
ρ——缝间墙的受拉钢筋的配筋率。
表D.4.1 μ系数值
D.4.2 缝间墙弯曲破坏时的最大抗剪承载力Vu1和墙板的总体最大侧移uu，可按下列公式计算：
式中：Ku——缝间墙达到压弯最大力时的总体抗侧移刚度(N／mm)；
x——缝根截面的缝间墙混凝土受压区高度(mm)；
fck——混凝土抗压强度标准值(N／mm2)。
D.4.3 墙板的极限侧移可按下式确定：
D.4.4 进行墙板的弹塑性分析时，可采用下列墙板骨架曲线(图D.4.4)。
图D.4.4 墙板的骨架曲线
D.5强度和稳定性验算
D.5.1
D.5.1 梁柱连接和梁腹板的抗剪强度应满足下列公式要求：
式中：hw、tw——分别为钢梁腹板的高度和厚度(mm)；
fv——梁腹板或加强板钢材的抗剪强度设计值(N／mm2)；
β——增强系数，梁柱连接的抗剪强度计算时取1.2，梁腹板抗剪强度计算时取1.0；
Vu1——单肢剪力墙弯曲破坏时最大抗剪承载力(N)；
hv1、hv2——用于加强梁端截面抗剪强度的角部抗剪加强板的高度(mm)(图D.5.1)；
tv——角部加强板的厚度(mm)。
ΣNsv——角部加强板预埋在混凝土墙里面的栓钉提供的抗剪能力(N)。
图D.5.1 梁柱节点角部抗剪加强板
条文说明
D.5.1 角部加强板起三个非常重要的作用：
1 为竖缝墙的安装提供快速固定，使墙板准确就位；
2 帮助框架梁抵抗式(D.2.2)的梁端剪力；
3 加强梁下翼缘与竖缝墙连接面的水平抗剪强度，避免出现抗剪薄弱环节。
D.5.2
框架梁腹板稳定性计算应符合下列规定：
1 梁腹板受竖缝墙膨胀力作用下的稳定计算应满足下式要求：
式中：N1——缝间墙宽度l1传给钢梁腹板的竖向力(N)；
φ——稳定系数，按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的柱子稳定系数b曲线计算；
wb——承受竖向力N1的腹板宽度(mm)，对蜂窝梁取墩腰处的最小截面，对实腹梁取l1；
tw——钢梁腹板的厚度(mm)；
f——钢梁腹板钢材的抗压强度设计值(N／mm2)。
2 采用蜂窝梁时，长细比应按下式计算：
3 采用实腹梁时，长细比应按下式计算：
4 当不满足稳定要求时，应设置横向加劲肋，每片缝间墙对应的位置至少设置1道加劲肋。
D.5.3
钢梁与墙板采用栓钉的数量ns、梁柱节点下部抗剪加强板截面应满足下式要求：
式中：ns——钢梁与墙板间采用的栓钉数量；
Nsv——1个栓钉的抗剪承载力设计值(N)；
bv——梁柱节点下部加强板的宽度(mm)；
tv——梁柱节点下部加强板的厚度(mm)；
fv——加强板钢材的抗剪强度设计值(N／mm2)。
D.6构造要求
D.6.1
钢框架-内嵌竖缝混凝土剪力墙板的构造应符合下列规定：
1 墙肢中水平横向钢筋应满足下列公式要求：
式中：s——横向钢筋间距(mm)；
Ash——同一高度处横向钢筋总截面积(mm2)；
fsk——水平横向钢筋的强度标准值(N／mm2)；
Vy1、Vu1——缝间墙纵筋屈服时的抗剪承载力(N)和缝间墙压弯破坏时的抗剪承载力(N)，按本规程第D.4.1条、第D.4.2条计算；
ρsh——墙板水平横向钢筋配筋率，其值不宜小于0.3％。
2 缝两端的实体墙中应配置横向主筋，其数量不低于缝间墙一侧的纵向钢筋用量。
3 形成竖缝的填充材料宜用延性好、易滑移的耐火材料(如二片石棉板)。
4 高强度螺栓和栓钉的布置应符合现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的有关规定。
5 框架梁的下翼缘宜与竖缝墙整浇成一体。吊装就位后，在建筑物的结构部分完成总高度的70％(含楼板)，再与腹板和上翼缘组成的T形截面梁现场焊接，组成工字形截面梁。
6 当竖缝墙很宽，影响运输或吊装时，可设置竖向拼接缝。拼接缝两侧采用预埋钢板，钢板厚度不小于16mm，通过现场焊接连成整体(图D.6.1)。
图D.6.1 设置竖向拼缝的构造要求
1-缝宽等于2个预埋板厚；2-绕角焊缝50mm长度
条文说明
D.6.1 这是为了让竖缝墙尽量少地承受竖向荷载。形成竖缝的填充材料可采用石棉板等。
附录E屈曲约束支撑的设计
E.1一般规定
E.1.1
屈曲约束支撑的设计应符合下列规定：
1 屈曲约束支撑宜设计为轴心受力构件；
2 耗能型屈曲约束支撑在多遇地震作用下应保持弹性，在设防地震和罕遇地震作用下应进入屈服；承载型屈曲约束支撑在设防地震作用下应保持弹性，在罕遇地震作用下可进入屈服，但不能用作结构体系的主要耗能构件；
3 在罕遇地震作用下，耗能型屈曲约束支撑的连接部分应保持弹性。
条文说明
E.1.1 由于屈曲约束支撑在偏心受力状态下，可能在过渡段预留的空隙处发生弯曲，导致整个支撑破坏，所以屈曲约束支撑应用于结构中宜设计成轴心受力构件，并且要保证在施工过程中不产生过大的误差导致屈曲约束支撑成为偏心受力构件。
耗能型屈曲约束支撑在风荷载或多遇地震作用产生的内力必须小于屈曲约束支撑的屈服强度，而在设防地震与罕遇地震作用下，屈曲约束支撑作为结构中附加的主要耗能装置，应具有稳定的耗能能力，减小主体结构的破坏。
根据“强节点弱杆件”的抗震设计原则，在罕遇地震作用下核心单元发生应变强化后，屈曲约束支撑的连接部分仍不应发生损坏。
E.1.2
屈曲约束支撑框架结构的设计应符合下列规定：
1 屈曲约束支撑框架结构中的梁柱连接宜采用刚接连接；
2 屈曲约束支撑的布置应形成竖向桁架以抵抗水平荷载，宜选用单斜杆形、人字形和V字形等布置形式，不应采用K形与X形布置形式；支撑与柱的夹角宜为30°～60°；
3 在平面上，屈曲约束支撑的布置应使结构在两个主轴方向的动力特性相近，尽量使结构的质量中心与刚度中心重合，减小扭转地震效应；在立面上，屈曲约束支撑的布置应避免因局部的刚度削弱或突变而形成薄弱部位，造成过大的应力集中或塑性变形集中；
4 屈曲约束支撑框架结构的地震作用计算可采用等效阻尼比修正的反应谱法。对重要的建筑物尚应采用时程分析法补充验算。
条文说明
E.1.2 在屈曲约束支撑框架中，支撑与梁柱节点宜设计为刚性连接，便于梁柱节点部位的支撑节点的构造设计。尽管刚性连接可能会导致一定的次弯矩，但其影响可忽略不计。尽管铰接连接从受力分析是最合理的，但由于对连接精度的控制不易实现，故较少在工程中采用。
采用K形支撑布置方式，在罕遇地震作用下，屈曲约束支撑会使柱承受较大的水平力，故不宜采用。而由于屈曲约束支撑的构造特点，X形布置也难以实现。
屈曲约束支撑的总体布置原则与中心支撑的布置原则类似。屈曲约束支撑可根据需要沿结构的两个主轴方向分别设置或仅在一个主轴方向布置，但应使结构在两个主轴方向的动力特性相近。屈曲约束支撑在结构中布置时通常是各层均布置为最优，也可以仅在薄弱层布置，但后者由于增大了个别层的层间刚度，需要考虑相邻层层间位移放大的现象。屈曲约束支撑的数量、规格和分布应通过技术性和经济性的综合分析合理确定，且布置方案应有利于提高整体结构的消能能力，形成均匀合理的受力体系，减少不规则性。
E.2屈曲约束支撑构件
E.2.1
屈曲约束支撑可根据使用需求采用外包钢管混凝土型屈曲约束支撑、外包钢筋混凝土型屈曲约束支撑与全钢型屈曲约束支撑。屈曲约束支撑应由核心单元、约束单元和两者之间的无粘结构造层三部分组成(图E.2.1-1)。核心单元由工作段、过渡段和连接段组成(图E.2.1-2)。
图E.2.1-1 屈曲约束支撑的构成
图E.2.1-2 核心单元的构成
1-工作段；2-连接段；3-过渡段
条文说明
E.2.1 屈曲约束支撑的常用截面如图12所示。
图12 屈曲约束支撑常用截面形式
屈曲约束支撑一般由三个部分组成：核心单元、无粘结构造层与约束单元。
核心单元是屈曲约束支撑中主要的受力元件，由特定强度的钢材制成，一般采用延性较好的低屈服点钢材或Q235钢，且应具有稳定的屈服强度值。常见的截面形式为十字形、T形、双T形、一字形或管形，适用于不同的承载力要求和耗能需求。
无粘结构造层是屈曲约束机制形成的关键。无粘结材料可选用橡胶、聚乙烯、硅胶、乳胶等，将其附着于核心单元表面，目的在于减少或消除核心单元与约束单元之间的摩擦剪力，保证外围约束单元不承担或极少承担轴向力。核心单元与约束单元之间还应留足间隙，以防止核心单元受压膨胀后与约束单元发生接触，进而在二者之间产生摩擦力。该间隙值也不能过大，否则核心屈服段的局部屈曲变形会较大，从而对支撑承载力与耗能能力产生不利影响。
约束单元是为核心单元提供约束机制的构件，主要形式有钢管混凝土、钢筋混凝土或全钢构件(如钢管、槽钢、角钢等)组成。约束单元不承受任何轴力。
其中核心单元也由三个部分组成：工作段、过渡段、连接段。
工作段也称为约束屈服段，该部分是支撑在反复荷载下发生屈服的部分，是耗能机制形成的关键。
过渡段是约束屈服段的延伸部分，是屈服段与非屈服段之间的过渡部分。为确保连接段处于弹性阶段，需要增加核心单元的截面积。可通过增加构件的截面宽度或者焊接加劲肋的方式来实现，但截面的转换应尽量平缓以避免应力集中。
连接段是屈曲约束支撑与主体结构连接的部分。为便于现场安装，连接段与结构之间通常采用螺栓连接，也可采用焊接。连接段的设计应考虑安装公差，此外还应采取措施防止局部屈曲。
E.2.2
屈曲约束支撑的承载力应满足下式要求：
式中：N——屈曲约束支撑轴力设计值(N)；
f——核心单元钢材强度设计值(N／mm2)；
A1——核心单元工作段截面积(mm2)。
条文说明
E.2.2 设计承载力是屈曲约束支撑的弹性承载力，用于静力荷载、风荷载与多遇地震作用工况下的弹性设计验算，一般情况下先估计一个支撑吨位、确定核心单元材料，然后确定支撑构件核心单元的截面面积。
E.2.3
屈曲约束支撑的轴向受拉和受压屈服承载力可按下式计算：
式中：Nysc——屈曲约束支撑的受拉或受压屈服承载力(N)；
fy——核心单元钢材的屈服强度(N／mm2)；
ηy——核心单元钢材的超强系数，可按表E.2.3采用，材性试验实测值不应超出表中数值15％。
表E.2.3 核心单元钢材的超强系数ηy
条文说明
E.2.3 屈曲约束支撑的轴向承载力由工作段控制，因此应根据该段的截面面积来计算轴向受拉和受压屈服承载力Nysc。
由于钢材依据屈服强度的最低值——强度标准值供货，所以钢材的实际屈服强度可能明显高于理论屈服强度标准值。为了确保结构中屈曲约束支撑首先屈服，设计中宜采用实际屈服强度来验算。由于实际屈服强度有一定的离散性，为方便设计，本条给出了三种钢材的超强系数中间值。
屈曲约束支撑的性能可靠性完全依赖于支撑构造的合理性，而且其对设计和制作缺陷十分敏感，难以通过一般性的设计要求来保证。因此，不能将屈曲约束支撑当作一般的钢结构构件来设计制作，必须由专业厂家作为产品来供货，其性能须经过严格的试验验证，其制作应有完善的质量保证体系，并且在实际工程应用时按照本规程第E.2.3条的规定进行抽样检验。
由于屈曲约束支撑按照其屈服承载力Nysc来供货，因此式(E.2.3)中的工作段截面面积A1为名义值，为避免因材料的实际屈服强度过大而造成工作段的实际截面面积过小，本条规定超强系数材性试验实测值不应大于表E.2.3中数值的15％。
E.2.4
屈曲约束支撑的极限承载力可按下式计算：
式中：Nymax——屈曲约束支撑的极限承载力(N)；
w——应变强化调整系数，可按表E.2.4采用。
表E.2.4 核心单元钢材的应变强化调整系数w
条文说明
E.2.4 极限承载力用于屈曲约束支撑的节点及连接设计。钢材经过多次拉压屈服以后会发生应变强化，应力会超过屈服强度，应变强化调整系数w是钢材应力因应变强化可能达到的最大值与实际屈服强度的比值。
E.2.5
屈曲约束支撑连接段的承载力设计值应满足下式要求：
式中：Nc——屈曲约束支撑连接段的轴向承载力设计值(N)。
条文说明
E.2.5 由于约束单元的作用，屈曲约束支撑的受压承载力大于受拉承载力，在应变强化系数中将这一因素一并考虑。屈曲约束支撑的连接段应按支撑的预期最大承载力来设计。式(E.2.5)中的系数1.2是安全系数。
E.2.6
屈曲约束支撑的约束比宜满足下列公式要求：
式中：ξ——屈曲约束支撑的约束比；
Ncm——屈曲约束支撑的屈曲荷载(N)；
Nysc——核心单元的受压屈服承载力(N)；
Lt——屈曲约束支撑的总长度(mm)；
α——核心单元钢材屈服后刚度比，通常取0.02～0.05；
E1、I1——分别为核心单元的弹性模量(N／mm2)与核心单元对截面形心的惯性矩(mm4)；
Er、Ir——分别为约束单元的弹性模量(N／mm2)与约束单元对截面形心的惯性矩(mm4)；
Ec、Es、E2——分别为约束单元所使用的混凝土、钢筋、钢管或全钢构件的弹性模量(N／mm2)；
Ic、Is、I2——分别为约束单元所使用的混凝土、钢筋、钢管或全钢构件的截面惯性矩(mm4)；当约束单元采用全钢材料时，I2取由各个装配式构件所形成的组合截面惯性矩(mm4)；
K——约束单元刚度折减系数：当约束单元采用整体式钢管混凝土或整体式全钢时，取K＝1；当约束单元外包钢筋混凝土时，按式(E.2.6-4)计算；当约束单元采用全钢构件时，取K＝1；
Bs——钢筋混凝土短期刚度(N·mm2)；
αE——钢筋与混凝土模量比，αE＝Es／Ec；
ρs——钢筋混凝土单侧纵向钢筋配筋率，ρs＝ As／(bh0)，其中As为单侧受拉纵向钢筋面积(mm2)，b为钢筋混凝土约束单元的截面宽度(mm)，h0为钢筋混凝土约束单元的截面有效高度(mm)。
条文说明
E.2.6 Mochizuki等的研究认为，屈曲约束支撑的失稳承载力为核心钢支撑与约束单元失稳承载力的线性组合，如式(19)所示：
式中：Ncm为修正后的屈曲约束支撑失稳承载力；K为约束单元抗弯刚度的折减系数，0≤K≤1，反映随着混凝土开裂和裂缝发展，约束单元抗弯刚度的降低。当支撑芯材屈服后，取屈服后弹性模量为αE1，α为支撑芯材屈服后刚度比，通常取2％～5％。由Ncm大于核心钢支撑的屈服承载力Nysc的条件，得到：
约束单元为钢管混凝土时，Black等认为K＝1。用钢筋混凝土作为约束单元时，考虑纵向弯曲对钢筋混凝土抗弯刚度的降低影响，系数K可由式(21)确定：
式中：Bs为钢筋混凝土截面的短期刚度，Bs＝(0.22＋3.75αEρs)EcIc，αE为钢筋与混凝土模量比，αE＝Es／Ec，ρs为单边纵向钢筋配筋率，ρs＝As／(bh0)，As为受拉纵向钢筋面积；h0为截面有效高度。
由于约束单元对核心单元的约束作用和钢材的强化，屈曲约束支撑的极限受压承载力Nymax往往大于Nysc。因此，为避免屈曲约束支撑在达到Nymax前产生整体失稳，建议将式(20)修改为：
式中：β为受压承载力调整系数，由受压极限承载力Ncmax和受拉极限承载力Ntmax之比β＝Ncmax／Ntmax确定，FEMA450规定β≤1.3；w为钢材应变强化调整系数，根据Iwata M和TremblayR的试验结果，支撑应变为1.5％～4.8％时，w＝1.2～1.5。偏于安全取β＝1.3，w＝1.5，则有βw＝1.95，因此有：
当采用钢管混凝土作为支撑约束单元时，取K＝1，则式(23)与Kmiura建议的约束钢管混凝土Euler稳定承载力应大于1.9倍核心单元屈服承载力的要求接近。
对于全钢型屈曲约束支撑，其约束单元只有全钢构件，其受力途径比较明确，故计算可以简化，Er、Ir直接取为外约束全钢构件全截面的弹性模量和截面惯性矩。
E.2.7
屈曲约束支撑约束单元的抗弯承载力应满足下列公式要求：
式中：M——约束单元的弯矩设计值(kN·m)；
Mu——约束单元的受弯承载力(kN·m)，当采用钢管混凝土时，按现行行业标准《型钢混凝土组合结构技术规程》JGJ 138计算；当采用钢筋混凝土时，按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010计算；当采用全钢构件时，依据边缘屈服准则按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017计算；
Ncmax——核心单元的极限受压承载力(kN)，取Ncmax＝2Nysc；
a——屈曲约束支撑的初始变形(m)，取Lt／500和b／30两者中的较大值，其中b为截面边长尺寸中的较大值，当为圆形截面时，取截面直径。
条文说明
E.2.7 依据上海中巍钢结构设计有限公司委托清华大学所做的研究成果，屈曲约束支撑的抗弯计算要求应与其整体稳定计算相同，即应采用极限荷载Ncmax作为抗弯设计的控制荷载，并应考虑约束混凝土部分开裂的刚度折减。
如图13所示，设屈曲约束支撑的初始缺陷为正弦函数，则在屈曲约束支撑的极限荷载Ncmax作用下的平衡方程为
式中：v0为初始挠度，v为轴向荷载产生的挠度；α为跨中初始变形，取值建议Lt／500(《钢结构设计规范》GB 50017-2003)和(B1，B2)max／30(《混凝土结构设计规范》GB 50010-2010)两者中较大值。由式(23)、(24)可解得屈曲约束支撑跨中弯曲变形为：
按Mmax进行约束单元的抗弯设计即可。
E.2.8
约束单元的钢管壁厚或钢筋混凝土的体积配箍率应符合下列规定：
1 当约束单元采用钢管混凝土时，约束单元的钢管壁厚应满足下式要求：
2 当约束单元采用钢筋混凝土时，其体积配箍率ρsv应满足下列公式要求：
式中：ts——钢管壁厚(mm)；
b1——核心单元工作段宽度(mm)，对于工字形钢和十字形钢，取翼缘宽度(mm)；
fck——混凝土抗压强度标准值(N／mm2)；
f——钢管钢材的抗拉强度设计值(N／mm2)；
fv——箍筋的抗拉强度设计值(N／mm2)；
d——圆形截面直径(mm)；
as——箍筋的保护层厚度(mm)；
b、h——钢筋混凝土截面边长(mm)。
3 在约束单元端部的1.5倍截面长边尺寸范围内，钢管壁厚或钢筋混凝土的配箍率不应小于按式(E.2.8-1)、式(E.2.8-2)或式(E.2.8-3)确定值的2倍。
条文说明
E.2.8 核心单元在轴压力作用下会对约束单元产生侧向膨胀作用，侧向膨胀作用的大小与无粘结层厚度有关。通常无粘结材料的弹性模量远小于钢和混凝土材料，当无粘结层较厚时，约束单元对核心单元的约束作用较弱。随着轴向压力增大，核心单元板件最终形成如图14所示的多波高阶屈曲模态。此时当采用钢管混凝土作为约束单元时，可直接按抗弯要求确定钢管壁厚；采用钢筋混凝土作为约束单元时，箍筋可按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010中的构造要求配置即可。
当无粘结构造层较薄时，核心单元在轴压力作用下的侧向膨胀会对约束单元产生挤压作用(图15)。这种挤压作用可能导致混凝土开裂，所以约束单元应通过计算配置足够的箍筋或保证钢管具有足够的壁厚。核心单元膨胀容易使外包混凝土开裂，所以不考虑混凝土的抗拉强度，可将核心单元截面横向膨胀对约束单元的作用力简化如图16所示，箍筋或钢管的环向拉力应与核心单元的侧向膨胀力相平衡。
按此受力模型，采用有限元方法对不同钢板厚度和混凝土强度时界面上的压应力进行分析。根据分析结果，当钢板与混凝土界面为完全无粘结时，中部截面核心单元膨胀对混凝土产生的界面压应力分布近似如图16所示。当约束单元为钢管时，可得支撑中部钢管的壁厚ts应满足下式：
式中：fck为混凝土轴心抗压强度标准值；fy为钢管的屈服强度。
当采用钢筋混凝土时，可得到支撑中部箍筋的体积配箍率ρsv为：
式中：b、h为截面边长；as为混凝土保护层厚度；fyv为箍筋屈服强度。
由于核心单元与混凝土界面存在摩擦，特别是在屈曲约束支撑端部，膨胀力比中部大，因此支撑端部应采取一定的加强措施。根据试验结果和有限元分析结果，屈曲约束支撑端部的钢管壁厚或者配箍率可取式(28)和式(29)计算值的两倍，且端部加强区长度可取为构件长边边长的1.5倍。
E.2.9
屈曲约束支撑的设计尚应满足以下要求：
1 屈曲约束支撑的钢材选用应满足现行国家标准《金属材料 拉伸试验 第1部分：室温试验方法》GB／T 228.1和《金属材料 室温压缩试验方法》GB／T 7314的规定，混凝土材料强度等级不宜小于C25。核心单元宜优先采用低屈服点钢材，其屈强比不应大于0.8，断后伸长率A不应小于25％，且在3％应变下无弱化，应具有夏比冲击韧性0℃下27J的合格保证，核心单元内部不允许有对接接头，且应具有良好的可焊性。
2 核心单元的截面可设计成一字形、工字形、十字形和环形等，其宽厚比或径厚比(外径与壁厚的比值)应满足下列要求：①对一字形板截面宽厚比取10～20；②对十字形截面宽厚比取5～10；③对环形截面径厚比不宜超过22；④对其他截面形式，应满足本规程表7.5.3中所规定的一级中心支撑板件宽厚比限值要求；⑤核心单元钢板厚度宜为10mm～80mm。
3 核心单元钢板与外围约束单元之间的间隙值每一侧不应小于核心单元工作段截面边长的1／250，一般情况下取1mm～2mm，并宜采用无粘结材料隔离。
4 当采用钢管混凝土或钢筋混凝土作为约束单元时，加强段伸入混凝土，伸入混凝土部分的过渡段与约束单元之间应预留间隙，并用聚苯乙烯泡沫或海绵橡胶材料填充(图E.2.9a)。过渡段与加强段不伸入混凝土内部，在外包约束段端部与支撑加强段端部斜面之间应预留间隙(图E.2.9b)。间隙值应满足罕遇地震作用下核心单元的最大压缩变形的需求。
图E.2.9 端部加强段构造
1-聚苯乙烯泡沫；2-连接加强段；3-间隙
条文说明
E.2.9 屈曲约束支撑的核心单元截面可选用一字形、十字形、H形或环形。Mase S，Yabe Y等人的试验研究表明，当核心单元截面采用一字形时，其宽厚比对屈曲约束支撑的低周疲劳性能有一定影响，截面积相同，宽厚比越小，极限承载力越高，力学行为越稳定。另外，对钢材的性能应有一定的要求，钢材的屈强比不应大于0.8，且在3％应变下无弱化，有较好的低周疲劳性能，当作为金属屈服型阻尼器设计时，可选择低屈服点特种钢材，但核心单元内部不能存在对接焊缝，因为焊接残余应力会影响核心单元的性能。
通常使用的无粘结材料有：环氧树脂、沥青油漆、乙烯基层＋泡沫、橡胶层、硅树脂橡胶层等，厚度为0.15mm～3.5mm。Wakabayashi等研究了各种无粘结材料对屈曲约束支撑性能的影响，建议采用“硅树脂＋环氧树脂”做无粘结材料。其他研究者也建议了多种无粘结构造，如0.15mm～0.2mm聚乙烯薄膜、1.5mm丁基橡胶、2mm硅树脂橡胶层等。
在外包混凝土约束段端部与支撑加强段端部斜面之间预留间隙，主要是为了避免在支撑受压时端部斜面楔入外包混凝土中，所以预留的间隙值应考虑罕遇地震下核心单元的最大压缩变形。
E.3屈曲约束支撑框架结构
E.3.1
耗能型屈曲约束支撑结构在设防地震和罕遇地震作用下的验算应采用弹塑性分析方法。可采用静力弹塑性分析法或动力弹塑性分析法，其中屈曲约束支撑可选用双线性恢复力模型(图E.3.1)。
图E.3.1 屈曲约束支撑双线性恢复力模型
注：Nysc为屈曲约束支撑的屈服承载力(N)；δy为屈曲约束支撑的初始屈服变形；k为屈曲约束支撑的刚度(N／mm)，k＝EAe／Lt；Ae为屈曲约束支撑的等效截面积(mm2)；Lt为支撑长度(mm)。
条文目录
共 415 条
条文目录
共 415 条