钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊13日本钢结构抗震设计方法初探蔡益燕（中国建筑标准设计研究院，北京，100044）提 要：本文对日本钢结构抗震设计方法作简要介绍，并对美日抗震设计特点作对比。
关键词：钢结构；抗震设计；构造措施；吸收能力1．引言日本的钢结构抗震设计有“一次设计”和“二次设计”之分，但又不具有我们通常所说的小震阶段和大震阶段的关系。
一次设计的剪力系数是0.20，二次设计的剪力系数是1.0，是不同震度的设计，设计方法也大不相同。
但一次设计称为容许应力设计，二次设计称为极限承载力设计，在这方面又与二阶段有相似之处。
对于高度为31m 以下的房屋用一次设计，此时仅按小震（剪力系数0.20）作弹性设计, 层间位移角限值为1/200（非结构构件不显著损伤时为1/120，日本规定幕墙的变位限值是1/150，此时会有一些损伤），用于在频度为多次的中等程度地震和强风作用时不坏的房屋。
31m 以下的房屋一般是多层的，因此，一次设计用于多层而不是高层，且需符合下述的五项构造要求。
（日本也有主张将31m 以下的规定取消的）。
对于高度31m 以上房屋的采用的所谓二次设计，是将大震1g 下的结构按弹性受力的假定得出的层剪力（)udi Q 乘结构特性系数（含形状特性系数）进行折减，得出必要的保有水平耐力，用结构特性系数s D 表示塑性变形能力。
塑性变形能力大时s D 值小，需要的极限承载力较小；塑性变形能力小时s D 值大，需要的极限承载力较大。
它相当于美国的结构性能系数R ，与美国的抗震设计思路是相似的，但有几点不同；1）地震力统一取1.0g ，是抗大震，美国是抗中震；2）弹塑性设计基于吸收能力的概念，即吸收能力应大于地震输入能量；3）层间位移限值为1/100，就大震来说比美国的1/67稍严；4）构造措施基本上还是小震时的五项，但作了量化，与结构特性系数挂钩。
5）日本的特性系数是算出来的，美国的性能系数是规定的。
框架具有的保有水平耐力（ui Q ）应大于必要的保有水平耐力（)uni Q ，即框架的极限水平承载力应大于需要的极限水平承载力，而后者是根据剪力系数和地震活动度系数等确定的。
钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊142．对31m 以下房屋应符合的构造要求1）各层的刚性率应符合6.0/≥=s s s r r R式中，s r 为各层层间位移角的倒数,s r 是其平均值。
2）各层的偏心率15.0/≤=e e r e R式中，e 是各层的刚心至重心的距离；e r 是弹性半径（各层对刚度中心的抗扭刚度除以水平刚度后所得值的平方根）。
3）支撑的水平力分担率：设置受水平力支撑之楼层（地下层除外），其支撑的水平力分担率β所对应的系数α，按下式确定：7/5≤β时，βα7.01+= 7/5>β时，5.1=α式中，β为支撑水平力分担率。
有支撑的楼层，地震时的内力应乘α倍。
4）支撑连接的承载力应符合以下规定。
y j u N N α≥式中, α为规定的支撑连接系数。
5）应确保塑性变形能力：(1) 板件宽厚比应符合表1中FA 项要求。
表1.梁、柱局部屈曲的宽厚比限值截面 部位 钢材 FA FB FC 翼缘 Q235 Q325 9.5 8 12 10 15.5 13.2H 形腹板Q235 Q325 43 37 45 39 48 41 柱箱形 壁板Q235 Q325 33 27 37 32 48 41 翼缘Q235 Q325 9 7.5 11 9.5 15.5 13.2 梁H 形腹板Q235 Q32560 5165 5571 61(2)梁应防止侧向屈曲。
① 梁全长等间隔设置侧向支承时，绕弱轴长细比y λ应符合以下（a)的规定。
② 梁端附近设置侧向支承时，超过屈服弯矩的范围应按(b)的间隔配置。
（a) 梁的侧向支承点数Q235：n y 20170+≤λ钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊15Q325：n y 20130+≤λn 为侧向支承数。
(b) 梁的侧向支承间隔Q235：250/≤f b A h l ，且65/≤y b i l Q325：200/≤f b A h l ，且50/≤y b i lf A 为受压翼缘面积，b l 为梁的跨度，y i 为梁绕弱轴回转半径。
(c) 梁、柱连接和拼接应乘规定的连接系数。
3．31m 以上房屋的结构特性系数s D1）框架的等级构件特性系数s D 与板件宽厚比有关，而板件宽厚比根据上面的列表已经知道，它是与框架等级（FA、FB、FC）有关的。
s D 也与支撑群的类别（BA、BB、BC）有关，它涉及支撑的水平力分担率u β。
u β越小，框架的延性越好，s D 也越低。
在我国规定中无此概念：框架是有良好延性的，而中心支撑是没有延性的。
日本甚至在小震弹性设计时就规定，有支撑的楼层地震作用时的内力，要乘与支撑的水平力分担率u β相应的增大系数α，已经和延性挂钩。
而我国抗震规范小震弹性设计时，却远离了对延性的观念。
表2s D 值BA BBBCF 等级 u β=0u β3.0≤0.3-0.7 u β>0.7u β≤0.30.3-0.5 u β>0.5FA Ⅰ(0.25)Ⅰ(0.25) Ⅰ(0.3) Ⅰ(0.35)Ⅱ(0.3) Ⅱ(0.35) Ⅱ(0.4) FB Ⅱ(0.3) Ⅱ(0.3) Ⅰ(0.3) Ⅰ(0.35)Ⅱ(0.3) Ⅱ(0.35) Ⅱ(0.4) FC Ⅲ(0.35)Ⅲ(0.35) Ⅱ(0.35)Ⅱ(0.4) Ⅲ(0.35)Ⅲ(0.4) Ⅲ(0.45)FDⅣ(0.4)Ⅳ(0.4)Ⅳ(0.45)Ⅳ(0.5)Ⅳ(0.4)Ⅳ(0.45)Ⅳ(0.5)注：① 支撑端部的连接承载力均应乘规定的连接系数；② 构件拼接承载力均应乘规定的连接系数；③ 梁的侧向支承应充分，承载力不得急剧降低。
等级Ⅲ按《钢结构设计规范》设计即可，虽然框架构件都要求达到全塑性承载力，但此时及以下（等级）已没有塑性变形能力。
等级Ⅱ的框架构件达到塑性承载力时，到承载力下降开始之前，累积变形倍率取2倍以上（累积变形倍率是弹塑性变形与弹性变形的比值）。
等级Ⅰ的框架由塑性变形能力丰富的构件构成，构件的累积变形倍率取4倍以上。
框架和支撑组成的混合型结构中，应按表2的规定，采用与各自等级对应的结构特性系数；钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊16支撑的等级按其有效长细比确定。
另外，应满足31m 以下房屋应遵循的4），5）两条规定。
表3. 支撑等级注：e λ是支撑的有效长细比。
右列是Q235时的有效长细比值。
4．31m 以上的形状系数es F形状系数es F 是刚度率s R 和偏心率e R 所对应的系数s F 和系数e F 的乘积：e s es F F F ⋅=表4. s F 值刚度率s R 系数s F 6.0≥s R 1.06.0<s R2.0-（6.0/s R ）表5e F 值偏心率e R 系数e F 15.0≥e R 1.0 0.15＜s R ＜0.3 直线插值 3.0<e R1.5注：偏心率计算方法可参见JGJ99-98附录例题钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊175．能量吸收能力在结构进入弹塑性阶段，日本对抗震性能的判定标准，是能量吸收能力要大于地震输入能量E 。
多层框架的抗震性能，即能量吸收能力，定义为在水平力作用下框架的极限承载力与塑性变形能力的乘积（见图1）。
图中，地震力在柱中产生的层剪力（该层以上楼层剪力的总和）用Ｑ表示，横座标为层间位移δ（与相邻上部楼层的位移差）。
表示层剪力和层间位移关系的时程曲线，其可供分析的形式称为恢复力特性。
钢框架的恢复力特性包括：骨架线部分(S)、包辛格部分(B)和弹性卸荷部分。
图中，弹性卸荷部分将荷载增加到零之前的一段用细实线表示。
在该图的正值和负值部分，都包含了骨架线所做的功Sp W 和包辛格部分所做的功Bp W 。
它们的总和p W 是钢结构的吸收能力。
上述概念用表达式表示，则为E W p > （1）式中，Sp Bp p W W W +=−++=Sp Sp Sp W W W −++=Bp Bp Bp W W W2)2/1E MV E （= （2）式中，p W 为钢框架的塑性时程变形能，Sp W 是骨架线部分的塑性时程变形能，Bp W 是包辛格部分的塑性变形能，E 是地震输入能量，M 是建筑物质量，E V 是地震输入能量的速度换算值。
p W 的极限值是根据框架破坏性试验和建筑震害得出的，如图1c 所示。
当荷载逐渐增加并反复作用时得出的时程曲线，可通过骨架线部分和包辛格部分求出吸收的能量，从而算出p W 值。
地震能量E 采用运动能表达式，由速度换算值计算，由阻尼比１０％的单自由度体系弹性衰减反应分析，求得输入能量的速度换算值与周期的E ～T 关系，称为能量反应谱，作为地震波评价的尺度。
以框架塑性变形能p W 为计算指标与正负弹性应变能之和e W 的比值，可用无量纲累积塑性变形倍率η表示，即将塑性变形累积值的累积塑性变形p δ除以屈服变形y δ。
ypyy p y ep Q Q W W δδδδη==＝(3)钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊18式中，Bp Sp p δδδ+=；−++=Sp Sp Sp δδδ； −++=Bp Bp Bp δδδ；2/)(−++=Sp Sp Sp δδδSp B Bp δγδ=， ⑷式中，Sp Bp B W W /=γS B s B γηγη)1(2)1(+=+= ⑸式中，y Sp S δδη/=，y Sp S δδη/=累积塑性变形p δ是骨架线部分的塑性变形Sp δ和包辛格部分塑性变形累积值Bp δ之和。
包辛格部分的累积塑性变形Bp δ，是用试验得出的常数B γ和骨架线部分的塑性变形Sp δ确定的，B γ则是由试验得出的包辛格部分塑性变形能Bp W 和骨架线部分得出的Sp W 之比得出的（见（4）式）。
图2表示骨架线的累积塑性变形Sp δ与屈服变形y δ之比的累积塑性变形倍率S η,其与η的关系如式(5)所示。
累积塑性变形倍率是反映结构变形能的重要参数，有η和S η之分，是由骨架线部分和包辛格部分的累积值之和求得的η，和由骨架线部分求得的S η。
此处，S η是短时间地震能量输入引起结构脆性破坏时用的限值，而η是长时间反复大变形下破坏时用的限值。
根据1995年阪神地震钢结构的破坏情况调查有250=E V cm/s 的能量输入，框架累积变形倍率=η10～20，B γ=1.0，骨架线部分的平均累积变形倍率S η=2.5～5左右。
因此，s D =0.25～0.3的框架至少应有=η20（η=5）以上的塑性变形能力。
Sp B Bp δγδ= (4-a) Sp Bp B W W =γ (4-b)S B S B ηγηγη)1(2)1+=+＝（ (5)式中，y Sp S δδη/=，y SpS δδη=，2/)(−++=Sp Sp Sp δδδ钢结构工程研究⑨ 《钢结构》2012增刊19图1 框架结构抗震性能概念图2 框架结构的抗震性能概念对于60m 以上房屋，按日本规定，设计要提交建筑中心评定和建设部长批准。