5.6　多高层建筑钢结构的水平位移限值

在强风与多遇地震作用下，如果建筑物变形过大，将会造成围护结构与装修材料的破损，使维修费用过高。另外，如果建筑在强风的作用下出现较大的晃动，也将严重地影响建筑内部的工作与居住环境。

5.6.1　风荷载作用下的水平位移限值

5.6.1.1　水平位移限值

在小震下（弹性阶段），过大的层间变形会造成非结构构件的破坏，而在大震下（弹塑性阶段），过大的变形会造成结构的破坏或倒塌。因此，应限制结构的侧移，使其不超过一定的数值。

在多遇地震下，钢结构的层间侧移标准值应不超过层高的1/300。结构平面端部构件的最大侧移不得超过质心侧移的1.3倍。

在罕遇地震下，钢结构的层间侧移不应超过层高的1/50。同时结构层间侧移的延性比对于纯框架、偏心支撑框架、中心支撑框架、有混凝土抗震墙的钢框架应分别大于3.5、3.0、2.5和2.0。

对于以钢筋混凝土材料为主要抗侧力构件的多高层钢—混结构，水平位移应符合《钢筋混凝土高层建筑结构设计与施工规程》（JGJ 3-91）的有关规定，但在保证主体结构不开裂和装修材料不出现较大破坏的情况下，可适当放宽。

5.6.1.2　风振加速度限值

试验表明，人体对于加速度的变化比较敏感，在强风作用时，建筑物产生的晃动将使居住者感到不舒适。对于高层钢结构来说，仅控制结构的侧移是不够的，还需考虑人体对风振加速度的耐受程度。结构的风振加速度与人体反应的关系可参见表5-10。

表5-10　人体风振反应分级

一、顶点最大加速度

1．顺风向顶点最大加速度按（5-58）式计算:

上式中，

a_w——顺风向顶点最大加速度（m/s²）；

μ_w——风荷载体型系数；

μ_r——重现期调整系数，当重现期为10年时，μ_r=0.83；

ω₀——基本风压（kN/m²），按现行国家标准《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）的规定采用；

ξ、ν——分别为脉动增大系数和脉动影响系数，按《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）的规定采用；

A——建筑物总迎风面面积（m²）；

M_tot——建筑物的总质量（t）。

2．横风向顶点最大加速度按式（5-59）计算:

上式中，

a_tr——横风向顶点最大加速度（m/s²），

υ_n，m——建筑物顶点平均风速（m/s）

μ_z——风压高度变化系数；(www.daowen.com)

γ_B——建筑物所受的平均重力（kN/m）；

ζ_t，cr——建筑物横风向的临界阻尼比值；

T_t——建筑物横风向第一自振周期（s）；

B、L——分别为建筑物平面的宽度和长度（m）。

由式（5-58）与式（5-59）可知，结构越柔，顶点加速度越大，因而高层钢结构必需具有足够的侧向刚度。

二、风振加速度限值

多高层钢结构在风荷载作用下的顺风向与横风向顶点最大加速度，应满足下列关系式的要求:

公寓建筑:a_w(或a_tr)≤0.20m/s²；

公共建筑:a_w(或a_tr)≤0.28m/s²；。

圆柱形多高层建筑钢结构应避免横风向引起的涡流共振现象，高层建筑顶部的风速应小于临界风速υ_n＜υ_cr

上式中，

υ_n——多高层建筑顶部的风速，可用风压值换算得到；

υ_cr——临界风速；

D——圆筒形建筑的直径；

T₁——圆筒形建筑的基本自振周期。

当不能满足上式要求时，应进行横风向涡流脱落试验或增大结构刚度。

5.6.2　地震作用下的水平位移限值

5.6.2.1　第一阶段抗震设计

在多遇地震作用时，高层建筑钢结构的侧移应满足以下要求:1．层间侧移标准值不得超过层高的1/250；

2．结构平面端部构件的最大侧移不得超过质心侧移的1.3倍。

以钢筋混凝土结构为主要抗侧力构件的高层钢—混结构的侧移限值，应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3—2002）的规定，但在保证主体结构不开裂和装修材料不出现较大破坏的情况下，可适当放宽。

5.6.2.2　第二阶段抗震设计

在发生罕遇地震时，结构中出现塑性铰，随着塑性变形的发展，将导致出现次要构件与非结构构件发生严重破损、修复费用过高、P-Δ效应以及其他设计上无法预料的后果。此时除应保证结构具有一定的刚度外，还应使结构的变形分布尽量均匀，避免塑性变形过于集中而形成薄弱层。因此，“高钢规程”（JGJ 99-98）规定结构在罕遇地震作用下层间侧移与层间延性比应满足下列要求:

1．结构层间侧移不得超过层高的1/70；

2．结构层间侧移延性比不得超过表5-11的规定。

表5-11　结构层间侧移延性比

所谓层间侧移延性比，是指结构在大震时可能出现的最大层间侧移与当楼层刚刚进入弹塑性状态时的侧移的比值。层间侧移延性比限值的主要作用是，使高层钢结构的屈服机构趋于合理，防止个别结构构件出现过大的塑性变形。