标准规范下载简介
JGJ 99-2015 高层民用建筑钢结构技术规程(完整正版、清晰无水印).pdfB.3.1 竖向加劲肋中断是措施之
图9考虑屈曲后的抗剪强度对比
SJG 48-2018 深圳市道路工程建筑废弃物再生产品应用技术规程B.3仅设置竖向加劲肋钢板剪力墙计算
3仅设置竖向加劲肋钢板剪力
B.5设置水平和竖向加劲肋的钢板剪力墙计算
2经过分析表明，在设置了水平加劲肋的情况下，只要
二22n，就不会发生整体的屈曲，考虑一部分缺陷影响，这 重放大1.5倍。竖向加劲肋，虽然不要求它承担竖向应力，但是 无论采用何种构造，它都会承担荷载，其抗弯刚度就要折减，因 此对竖向加劲肋的刚度要求增加20%
B.5.3剪切应力作用下，竖向和水平加劲肋是不受力的，加劲 肋的刚度完全被用来对钢板提供支撑，使其剪切屈曲应力得到提
B.5.3剪切应力作用下，竖向和水平加劲肋是不受力的，加
肋的刚度完全被用来对钢板提供支撑，使其剪切屈曲应力得到提 高，此时按照支撑的概念来对设置加劲肋以后的临界剪应力提出 计算公式。有限元分析表明：如果按照98规程的规定，即式 (11) 来计算：
即使这个公式本身，按照正交异性板剪切失稳的理论分析来 到断，已经非常的保守，但与有限元分析得到的剪切临界应力计 算结果相比也是偏大的，属不安全的。因此在剪切临界应力的计 算上，在加劲肋充分加劲的情况下，应放弃正交异性板的理论。 在竖向应力作用下，加劲钢板剪力墙的屈曲则完全不同，此 时竖向加劲肋参与承受竖向荷载，并且还可能是钢板对加劲肋提 供支援。
B.6.2钢板剪力墙屈曲后的剪切刚度，从屈曲瞬时的约0.7G 逐渐下降，可以减小到（0.6～0.4）G，这里取一个中间值。 B.6.4非加劲的钢板剪力墙，不推荐应用在设防烈度较高（例 如7度（0.15g）及以上）的地震区；滞回曲线形状随高厚比变 化，标准作出规定将非常复杂。而对于设置加劲肋的钢板剪力 墙，其设计思路已经发生变化，例如，此时屈曲后的退化就不是 很严重，因此，作为近似可以采用理想弹塑性模型。但是考虑到 实际工程的千变方化，设计人员仍要注意设置加劲肋以后的滞回 曲线的形状与理想的双线性曲线之间的差别
附录 C无粘结内藏钢板支撑墙板的设计
其他牌号的钢材，这三个系数可通过试验或参考相关研究确定。
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 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 能先于框架梁和柱子屈服而耗能
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.3.4对于单斜钢板支撑，因泊松效应和支撑受压后与墙板孔壁 立生摩擦等因素，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：一P= 1.1X+P。 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
C.3.6抗震分析表明，罕遇地震作用下，因支撑大幅累积
D.1设计原则与几何尺寸
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.2.1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》GB50010的有关规定，同时考虑混凝士 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： 1）单位侧向力作用下缝间墙的弯曲变形：
h'3 (1.25h)3 2. 79h Des1 n n/ "I 8. 4ZE. Iesi ZEtl% 8. 4ZE.Icsi
系数1.25是参考了联肢剪力墙的连梁的有效跨度而引入的 2）单位侧向力作用下缝间墙的剪切变形
1.71h1 Acs2 = ZG l ro
则向力作用下上、下实体墙部分
4）单位侧向力作用下钢梁腹板剪切变形产生的层间侧移
竖缝剪力墙总体抗侧刚度由下式得出：
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、V;（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 申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，Ld为变形前剪力墙对角 我的长度，L1和L2为变形后剪力墙两对角线的长度，h和4 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：
而如果剪切板单纯发生剪切变形，则由：
式中：Ld一/h²十[2。略去高阶微量，得到剪切角头 2lh (uz u u + ui + V2 V +
图10剪切膜四角点的位移
节点力和剪切膜内的剪力的关系
图11坚缝剪力墙的变形分解
G,ter 十z一3 一u V4
Fx=Fx2，Fx3=Fx，Fy2=Fy4，Fyl=Fy3，则得到剪切膜的 度矩阵是：
剪切膜的单元刚度矩阵必须与其他单元一起使用。 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.3.2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l、h，以及α，（受力纵筋合力点至缝间墙边缘的距离）、 f。和f，的值，使o，尽可能控制在上述范围内。 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.5强度和稳定性验算
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.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。
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
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在屈曲约束支撑框架中，支撑与梁柱节点宜设计为
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
屈曲约束支撑的常用截面如图
E. 2 屈曲约束支撑构件
图12屈曲约束支撑常用截面形式
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 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 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，保证列 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承载力由工作段控制，因此应根据
E.2.3屈曲约束支撑的轴向承载力由工作段控制，因此应
由于钢材依据屈服强度的最低值一一强度标准值供货，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 呆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Nvsc来供货，因此式 （E.2.3）中的工作段截面面积A，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极限承裁力用王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 应变强化调整系数是钢材应力因应变强化可能达到的最大值 实际屈服强度的比值
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
受拉承载力，在应变强化系数中将这一因素一并考虑。屈曲约克 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.2.6Mochizuki等的研究认为，屈曲约束支撑的失稳承
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：
Ncm = （E+KE）
Nem=(EI+KE,I）
式中：Nm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 Ncm= (αE,+KE,I）≥Nys 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：B为钢筋混凝土截面的短期刚度，B，=（0.22十 3.75αE）EIc，αe为钢筋与混凝土模量比，αe=Es/Ec，Ps为 单边纵向钢筋配筋率，β=As／（bh。），As为受拉纵向钢筋面积； 20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B <1.3；w为钢材应变强化调整系数，根据IwataM和Tremblay R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 &1. 95，因此有: 元"(αE,I +KE,) ≥ 1. 95Nysc L? 当采用钢管混凝土作为支撑约束单元时，取K二1，则 （23）与Kmiura建议的约束钢管混凝土Euler稳定承载力应大 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，E、I、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 怎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N.max作用下的平衡方程为 围13屈曲约束支撑截面形式和核心 dr 元 Vo = asin 则在极限荷载Ncmax作用下约束单元的跨中最大弯矩为 按Mmax进行约束单元的抗弯设计即可。 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 牛最终形成如图14所示的多波高阶屈曲模态。此时当采用钢管 昆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》GB50010中的构造要求配置即可 图14核心单元多波高阶屈曲 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 张会对约束单元产生挤压作用（图15）。这种挤压作用可能导致 昆凝土开裂，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 图15核心单元的挤压膨胀 图16核心单元对约束 单元膨胀力示意图 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： ts≥ fckbi1 12fy 式中：f为混凝土轴心抗压强度标准值；f、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 ..为： 式中：6、h为截面边长；as为混凝土保护层厚度；fw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 掌端部，膨胀力比中部大，因此支撑端部应采取一定的加强 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.3屈曲约束支撑框架结构 E.3.2通过国内外已有的对支撑结构的分析表明，在地震作用 时，地震水平力集中在支撑上，作为力传递路径的楼板也将产生 平面内的剪力。单独的组合大梁有可能发生楼板剪切破坏的情 况，此时水平面内作用有剪力，当大梁中间部分设置有“人”形 支撑时，支撑所产生的剪力与上述水平剪力合成使楼板剪力变得 非常大而导致其发生平面内的剪切破坏。由此可见，屈曲约束支 撑设计时必须慎重考虑结构内力的传递路径GB-T34620 第一类溴化锂机组试验， E.3.3屈曲约束支撑与结构之间可以采用螺栓连接 接。采用螺栓连接可方便替换，建议采用高强度螺栓摩擦型连 接，主要是为了保证地震作用下螺栓与连接板件间不发生相对滑 移，减少螺栓滑移对支撑非弹性变形的影响。对于极限承载力较 大的屈曲约束支撑，如节点采用螺栓连接，所需的螺栓数量比较 多，使得节点所需连接段较长，此时也可采用焊接连接。 为了保证屈曲约束支撑具有足够的耗能能力，支撑的连接节 点不应先于核心单元破坏。故屈曲约束支撑与梁柱的连接节点应 有足够的强度储备。在设计支撑连接节点时，最大作用力按照支 撑极限承载力的1.2倍考虑。 屈曲约束支撑与梁、柱构件的连接节点板应保证在最大作用 力下不发生强度破坏和稳定破坏。节点板在支撑压力作用下的稳 定性可按现行国家标准《钢结构设计规范》GB50017中节点板 强度与稳定性计算的相关规定计算， 于核心单元的屈服强度。 对于支撑试验SJ／T 11735-2019 产品碳足迹 产品种类规则 便携式计算机.pdf，在变形大于第一个屈服点的轴向变形 值时，每一加载周期的最大压力和最大拉力的比值不 应大于1. 3, 附录 F高强度螺栓连接计算