第一章施工总说明

1.1工程概况

沙坡头水利枢纽位于宁夏回族自治区中卫县境内的黄河干流上，工程区距自治区首府银川市200Km，距中卫县城20Km.沙坡头水利枢纽工程是以灌溉、发电为主的综合性水利工程.

坝址左岸一级台阶为腾格里沙漠边缘地带，地势较为平坦，可做为工程施工期主要布置场地.

沙坡头水利枢纽工程总库容0.26亿m3，装机容量120.3MW，总灌溉面积为87.7万亩，最大发电水头11.00m，枢纽电站保证出力51.0MW，装机多年平均发电量6.06亿kw.h.主要建筑物包括：南干渠首电站、泄洪闸、隔墩坝段、河床电站、北干渠首电站和土石副坝.坝顶高程1242.6m，坝顶长度867.65m，河床电站坝段坝顶宽度18.15m，河床电站最大坝高37.8m，泄洪闸坝段最大坝高28.4m.

本标段范围为：隔墩坝段以北，土石副坝以南的全部永久建筑物.包括隔墩坝、河床电站、北干渠首电站、安装场坝段、主副坝连接段和开关站等.

隔墩坝段位于河床电站与泄洪闸之间，隔墩坝段上、下游设纵向导墙将电站与泄洪闸分开.上游导墙顶高于泄洪闸底板3.00m顶宽1.50m，导墙顶高程1227m为潜墙.下游导墙顶部高程1237.30m，顶部宽2.00m.隔墩坝段为主厂房的一部分，在1238.50m高程布置有副安装场，下层布置有集水井、水泵房、空压机室等.隔墩坝段底宽23m，最大坝高37.8m.

河床电站坝段总长102.80m，顺水流方向长74.03m，设4个机组段，安装4台灯泡贯流式水轮发电机组，单机容量29MW.电站建基高程为1204.8m~1211.30m.电站基底坐落在弱风化的泥岩上.主厂房宽24.5m，电站运行层高程1233.50m，尾水平台高程1238.50m.主厂房高24.44m.上游进口段设两道垂直拦污栅，孔口尺寸为2孔6.70×26.151m（宽×高）.拦污栅和检修门均由坝顶2x1000kN双向门机起吊.尾水出口设事故门一道，事故门由尾水平台上2x1000kN单向门机起吊.坝睡设灌浆排水廊道，廊道底板高程为1206.80m，廊道尺寸为2.5mx3.5m（宽×高）.在1238.50m平台布置有主变场地，安装3台主变压器.

电站坝段共设置5个排沙孔，1~4*排沙孔位于1*~4"电站坝段流道的左侧.1排沙孔进、出口孔口尺寸分别为3.0mx4.0m（宽×高）和3.0mx3.0m（宽×高）：2*~5*排沙孔进、出口孔口尺寸分别为2.5mx3.5m（宽×高）和2.5m×2.5m（宽×高）.排沙孔进口底板高程为1212.00m：出口底板高程为1221.25m.进口设一道事故门、一道工作门，出口设一道检修门.

副厂房全长53.33m，宽度为14.04m，为4层框架建筑物.

主厂房北端设主安装间，副安装间在隔墩坝段，安装间高程为1238.50m，与场前区和尾水平台同高.

北干渠最大引水流量为55m/s，渠首建有北干电站.电站安装1台直径为3.00m的灯泡贯流式机组，单机容量为3.1MW.电站进、出口流道底板高程分别为1222.68m和1224.74m，北干电站宽度为18.00m，顺水流长度为62.50m.

GIS开关站布置在左岸安装场下游东侧距副厂房15m处，地面高程为1238.50m，与厂前区同高.站室面积为10.8mx36.00m，开关站为钢筋混凝土单层框架结构.

枢纽左岸上游桩号坝0000~坝0-50.00m采用钢筋混凝土贴坡式护岸，坡度为1:2.0.从桩号坝0-50.00~坝0-80.00为浆砌石护岸，左岸下游桩号坝0139.86~导流明渠右导墙为浆砌石护岸，坡度为1:2.0.上游护岸高程为1241.50m，下游护岸高程为1238.50m

消防供水高位水池修建在右岸山顶，高程约1295.00m.

1.2合同范围和工期要求

1.2.1本合同包括下列内容

1.2.1.1施工临建工程

(1)施工区交通：(2)施工供水、供电、施工照明和通讯：(3)施工机械修配和加工厂：(4)临时房屋建筑和公用设施：(5)为实现本工程必须的其它临时工程.

1.2.1.2施工导流工程

(1)上游围堰和导流明渠右堤的防护及基坑的安全渡汛：

(2)建筑物的基坑排水：

(3)上游围堰拆除.

1.2.1.3永久工程

(1)隔墩坝段及导墙、河床电站坝段及引渠和尾水渠、北干电站坝段及引渠和尾水渠、安装场坝段、左岸主副坝连接段坝段的基础开挖.

(2)隔墩坝段及导墙、河床电站坝段及引渠和尾水渠、北干电站坝段及引渠和尾水渠、安装场坝段、左岸主副坝连接段坝段基础处理及灌浆、排水、抗剪桩和锚固桩.

(3)隔墩坝段及导墙、河床电站坝段及引渠和尾水渠、北干电站坝段及引渠和尾水渠、安装场坝段、左岸主副坝连接段坝段的砼及钢筋砼施工.

(4)副厂房及厂区附属建筑物施工.

(5)左岸上下游护岸工程施工.

(12)永久建筑物工程的建筑与装修.

(13)由业主供应、运输，本合同承包人在现场卸货，参加验收并负责保管、安装、调试的金属结构安装工程有河床电站、北干电站、排沙孔、北干渠泄水孔的拦污栅、闸门安装及上述闸门门槽等预理件的安装及理设：坝顶门机、尾水平台门机及预理件的安装和理设：主厂房桥机安装及预理件的安装和理设.

1.2.2本合同主要工期要求

主体工程2002年4月1日开工：混凝土浇筑2002年6月1日开始：第一台河床电站机组安装施工2003年7月15日具备条件：河床电站2003年11月15日下闸；上游围堰2003年12月30日完成拆除；第一台河床电站机组2004年2月1日发电：

第四台河床电站机组2004年9月30日发电.

1.3本合同主要工程量

合同主要工程量表

表1-1

序号 工程项目 单位 工程量 备注1 上游围堰拆除 万㎡² 8.052 预制砼 m 14603 钢筋 t 100614 钢材 t 2165 砂砾石开挖 万㎡² 27.566 岩石开挖 万m² 48.367 喷砼 m² 5278 椎幕灌浆 m 砼30岩石28809 固接灌浆 m 砼564岩石1198010 排水孔 m 砼22岩石117911 并缝灌浆 m² 350012 砼 万㎡² 27.3213 土石方填筑 m? 浆砌石及抛石护坡 m² 600515 钢结构安装 t 3869

1.4施工条件

1.4.1工程地质条件

坝址区发育有石炭系、第三系和第四系地层，河床部分主要分布有石炭系地层，坝基除河床右侧臭牛沟组中部及右岸羚羊角渠附近靖远组下部较集中发育灰岩和砂岩岩体外，河床左侧均由灰质泥岩、灰质页岩、杂色泥岩等软岩或松软岩间夹少量砂岩、灰岩透镜体组成.经强烈构造变动，岩体裂隙发育，多呈碎片或鳞片状，岩体破碎.坝基岩体具有以下特性：

1.坝基抗剪强度较低.

2.坝基岩体软硬相间，当建筑物跨越不同强度岩体时，存在不均匀沉陷的可能.

3.坝基软岩亲水性强，具有遇水软化、膨胀、失水干裂的特点.施工过程中要尽量减少对基础岩体扰动破坏，开挖时必须预留保护层，保护层撬挖后要及时回填，并作好基坑排水，以保持其天然状态.

4.坝基基岩透水性不均匀，左岸为微或极微透水岩体.

5.石炭系地层中含有石膏.

Z石炭系岩层沿走向和倾向均是舒缓波状，总体产状走向NE60~NW280°，倾向SE或SW，左岸岩层倾角为28°~67°，河床部位30~60°，由于褶曲发育，局部岩层呈反倾.

左岸第三系砂质粘土岩与下伏石炭系地层呈角度不整合接触，不整合面在工程区附近倾向NNE，倾角20°~27°.

1.4.2水文气象条件

坝址以上控制流域面积253420km2约占全流域的1/3，多年平均径流量336亿m，多年平均天然流量1065m/s，坝址多年平均输砂量1.6亿t，坝址多年含砂量5.44kg/m3.

黄河沙坡头分期设计洪水成果表

表1-2

洪水标准(P%) 单位：m/s月份 5 10 151-3月 1250 1250 12504月 1570 1250 12505-6月 3280 2840 23707~9月 6260 5860 505010月 4040 3360 270011月 2570 2050 157012月 1250 1250 1250

坝址位于香山山脉北麓，近卫宁盆地南西边缘，西北紧邻腾格里沙漠.地处内陆干早地区，受大陆西北气流的控制，呈现大陆性气候特征.年降水量的60%集中在7~9月，冬季降水量较少.气温年际变化不大，年内变化较大.坝址区大风和风沙多发生在4月份，多为东风和东北风.气象特征见表1-3.

气象特征表

A30高速公路（界河～外环线）五标段

盖梁工程拖工组织设计

项目经理二00 (浦东段)第五标段 五局 部年六月 二十八日

盖梁工程施工组织设计

一、工程概况

1、工程简述

A30高速公路（界河~外环线）第五合同段为沪崇苏立交工程，是A30项目最大的枢租工程.该枢租为三层互通、一条主线、四条匝道，并在计划中的人工河处都设有连续箱梁，其中主线长632米，匝道长约1600米，并有A匝道跨随塘河桥和赵家沟桥，B匝道跨随塘河桥及主线跨联合河桥.

本工程桥梁下部结构为桩基、承台、墩柱、盖梁等形式，其中盖梁共123片：规格分别：A型12.050m×2.000m；B型11.850m×2.900m ； C 型12.050mx2.450m，16.758mx2.560m；D型12.050m×2.450m；E型12.050m×2.000m及截面尺寸变化型等.盖梁为C50预应力砼结构，具体规格、高度、数量详见《盖梁统计一览表》.（附后)

2、自然条件

上海A30高速公路和五合同段为三层互通立交枢纽工程.位于浦东新区曹路镇，桥址处基本为旱地，地势较平坦，一般地面标高在3.60~6.30左右，场区内有随塘河、赵家沟及若千小河通过，河底标高在1.86~0.76mo

根据当地资料反映，常年雨季在六、七月份，最高气温在40°℃以

内，在七、八月份，冬季处在12月、元月、2月，但零下温度极少，不影响砼工程施工.

3、环境概况

(1）自然环境：沿线苗甫、瓜果地、菜地、村庄布置.（2）气候环境：沿海地区气候，雨季在六、七月份；最高气温在40°C以内，在七、八月份；冬季处在十二、元月、二月份.（3）地方环境：村镇等各部门协调力度较大，老百姓尚无阻挠，地方环境较好.(4)交通环境：东川公路、林场路等穿过，多条小路维修后可通往施工现场，交通便利.

4、工程特点

（1）征地搬迁难度大，进展缓慢.短时间不能提供大量工作面.(2）不能连续作业，提供作业面不连续，间断、部分提供.(3）工期紧、要求高.（4）盖梁规格多、数量多、预应力结构.

5、质量安全管理目标

工，工，工，专：目（）程”，争创市政工程金奖.单位工程合格率100%，优良率85%以上.（2）安全管理目标：事故负伤频率控制在1%，无重大伤亡事故，创建市级标准化工地和文明工地.

6、编制依据

（1）施工合同、设计图纸及说明.

(2) 《公路桥涵施工技术规范》JTJ041-2000.(3) 《公路工程质量检验评定标准》JTJ071-98.(4) 《上海市公路工程质量检验评定标准》SZ-15-2001.《市政桥梁工程施工及验收规程》DBJ08-228-97.(5)

7、参建单位

施工单位：中国建筑第七工程局监理单位：上海市市政工程管理咨询有限公司代建单位：上海市浦东工程建设管理有限公司建设单位：上海市东环高速公路发展有限公司

二、施工方案

1、施工组织

立柱工程由桥梁工区负责施工，桥梁工区下设两个专业施工队.

(1)桥梁工区一队：负责施工主线大跨径箱梁以西（往大桩号）和C匝道桥梁盖梁工程施工.（2）桥梁工区二队：负责施工主线大跨径箱梁以东（往小桩号）和B、D匝道桥梁盖梁工程施工.

2、机械配备

施工机具一览表

序号 名称 规格 单位 数量1 2 汽车吊 装载机 350 20T 台 台 1 13 发电机 50KW 台 24 发电机 30KW 台 35 发电机 120KW 台 26 7 钢筋切割机 电焊机 BX-500/315 CQW40 台 台 6/10 4 共16台 3Kw

8 钢筋弯曲机 GW-40 台 49 卷扬机 3T 台 210 盖梁模板 竹胶板板1.8cm 套 511 钢管 p48x3.5mm T 10012 插入式振捣器 HZ6×1.50 套 10 1.5Kw13 14 木工台式机床 平板振捣器 WL292E型 PZ-50 台 台 8 2 0.5Kw15 高压水抢 套 416 拌浆机 台 217 挖掘机 台 2 120Kw18 潜水泵 台 619 砼输送泵 台 220 吊车 20 T 台 1

3、劳动力计划

(1）管理人员

XXX

(2）施工人员

钢筋工30人，木工30人，砼工12人，电工2人，电焊工8人，架工30人，机修工2人，张拉工8人，安全员1人，普工161人.

（3）人员分批进场

①已进场100人；

4、材料供应储备

(2）钢筋、钢绞线采用甲（业主）供的上海宝钢集团钢材，现大量储存于材料堆放场并复试合格.

（1）砼采用经四方考察认可的晶阳砼搅拌站提供的商品砼.

A30高速公路（界河～外环线）五标段

墩柱工程拖工组织设计

二00 (浦东段)第五标段 五局 部年四月 十八日

墩柱工程施工组织设计

一、工程概况

1、工程简述

A30高速公路（界河~外环线）第五合同段为沪崇苏立交工程，是A30项目最大的枢租工程.该枢租为三层互通、一条主线、四条匝道，并在计划中的人工河处都设有连续箱梁，其中主线长632米，匝道长约1600米，并有A匝道跨随塘河桥和赵家沟桥，B匝道跨随塘河桥及主线跨联合河桥.

本工程桥梁下部结构为桩基、承台、墩柱、盖梁等形式，其中立柱共107根：规格分别Φ3500mm圆柱：（主跨和C、D匝道两种型号8根）；3000mm×1600mm方柱，8根；3000mm×1200mm方柱，14根；2200mm×1200mm方柱，28根；1500mm×1200mm方柱，49根.墩柱为C30钢筋砼结构，具体规格、高度、数量详见《墩柱统计一览表》.（附后）

2、自然条件

上海A30高速公路和五合同段为三层互通立交枢纽工程.位于浦东新区曹路镇，桥址处基本为旱地，地势较平坦，一般地面标高在3.60~6.30左右，场区内有随塘河、赵家沟及若千小河通过，河底标高在1.86~0.76m.

根据当地资料反映，常年雨季在六、七月份，最高气温在40°℃以

内，在七、八月份，冬季处在12月、元月、2月，但零下温度极少，不影响砼工程施工.

3、环境概况

（1）自然环境：沿线苗甫、瓜果地、菜地、村庄布置.（2）气候环境：沿海地区气候，雨季在六、七月份；最高气温在40°C以内，在七、八月份；冬季处在十二、元月、二月份.（3）地方环境：村镇等各部门协调力度较大，老百姓尚无阻挠，地方环境较好.（4)交通环境：东川公路、林场路等穿过，多条小路维修后可通往施工现场，交通便利.

4、工程特点

（1）征地搬迁难度大，进展缓慢.短时间不能提供大量工作面.(2）不能连续作业，提供作业面不连续，间断、部分提供.(3）工期紧、要求高.

5、质量安全管理目标

工，工，工，专：目易（）

程”，争创市政工程金奖.单位工程合格率100%，优良率85%以上.（2）安全管理目标：事故负伤频率控制在1%，无重大伤亡事故，创建市级标准化工地和文明工地.

6、编制依据

(1）施工合同、设计图纸及说明.（2）《公路桥涵施工技术规范》JTJ041-2000.

(3) 《公路工程质量检验评定标准》JTJ071-98.(4) 《上海市公路工程质量检验评定标准》SZ-15-2001.(5) 《市政桥梁工程施工及验收规程》DBJ08-228-97.

7、参建单位

施工单位：中国建筑第七工程局监理单位：上海市市政工程管理咨询有限公司代建单位：上海市浦东工程建设管理有限公司建设单位：上海市东环高速公路发展有限公司

二、施工方案

1、施工组织

立柱工程由桥梁工区负责施工，桥梁工区下设两个专业施工队.

（1）桥梁工区一队：负责施工主线大跨径箱梁以西（往大桩号）和C匝道桥梁立柱工程施工.（2）桥梁工区二队：负责施工主线大跨径箱梁以东（往小桩号）和B、D匝道桥梁立柱工程施工.

2、机械配备

施工机具一览表

序号 名称 规格 单位 数量 备注1 汽车吊 20T 台 12 装载机 350 台 13 4 发电机 发电机 30KW 50KW 台 台 2 35 发电机 120KW 台 26 电焊机 BX1-500/315 台 6/10 共16台7 钢筋切割机 CQW40 台 4 3Kw9 8 钢筋弯曲机 卷扬机 GW-40 3T 台 台 4 2

10 承台模板 15m竹胶板 M² 500 钢模、竹胶模11 钢管 p48×3.5mm T 10012 插入式振搞器 HZ6×1.50 套 10 1.5Kw13 平板振捣器 PZ-50 台 8 0.5Kw14 木工台式机床 WL292E型 台 215 16 高压水抢 拌浆机 套 台 4 217 挖掘机 台 2 120 Kw18 潜水泵 台 619 砼输送泵 台 2

3、劳动力计划

(1）管理人员

XXX(2）施工人员钢筋工30人，木工30人，砼工12人，电工2人，电焊工8人，架工30人，机修工2人，张拉工8人，普工160人.（3）人员分批进场①第一批进场30人（2005.04.11）；②第二批进场100人（待2个以上墩基完成）；③第三批进场160人（大跨场地平整完成）

4、材料供应储备

(1）砼采用经四方考察认可的晶阳砼搅拌站提供的商品砼.(2）钢筋采用甲（业主）供的上海宝钢集团钢材，现已大量储存于材料堆放场并复试合格.（3）立柱模板采用上海立涛建筑金属结构有限公司设计并制作的定型钢模板（面板厚6mm）.

(1)自然环境：沿线苗甫、瓜果地、菜地、村庄布置.

(2)气候环境：沿海地区气候，雨季在六、七月份；最高气温在40°C以内，在七、八月份；冬季处在十二、元月、二月份.

(3)地方环境：村镇等各部门协调力度较大，老百姓尚无阻挠，地方环境较好.

(4)交通环境：东川公路、林场路等穿过，多条小路维修后可通往施工现场，交通便利.

4、工程特点

(1)征地搬迁难度大，进展缓慢.短时间不能提供大量工作面.(2)不能连续作业，提供作业面不连续，间断、部分提供.(3)工期紧、要求高.

5、质量安全管理目标

，，，（）程”，争创市政工程金奖.单位工程合格率100%，优良率85%以上.

(2)安全管理目标：事故负伤频率控制在1%，无重大伤亡事故，创建市级标准化工地和文明工地.

6、编制依据

(3)《地基基础设计规范》DGJ08-11-1999.

3、劳动力计划

(1）管理人员

项目经理：项目总工：项目副经理：桥工区长：工程科长：质安科长：安全员：质检员： 材料员：结构工程师：协调中心：

施工队长：

(2）施工人员

钢筋工20人，木工20人，砼工10人，电工2人，电焊工8人，架工20人，机修工2人，普工60人.

4、材料供应储备

(1）砼采用经四方考察认可的晶阳砼搅拌站提供的商品砼.(2）钢筋采用甲（业主）供的上海宝钢集团钢材，现已大量储存于材料堆放场并复试合格.（3）模板、方木已供应到现场.

5、进度计划安排

在项目部总体进度计划安排下，结合征地拆迁以及桩基施工情况合理安排承台施工工期.计划施工时间为2005年5月20日~2005年8月20日，具体以征地后桩基施工后而定.自前仅主线700m范围具备施工条件，初步计划以大箱梁ph16墩为界，ph16~ph21墩承台由一队施工，施工顺序为ph20、ph21、ph19、ph18、ph17、ph16;ph02~ph15墩承台由2005-4-16 10:23:00 t 国 中国建筑第七工程局

监A-01表

施工组织设计报审表

工程名称：A30高速公路（界河~外环线）工程单位工程名称：

上海市市政监理公司：审查批准，详细说明和图表见附表，请予审查和批准. 现报上 PHC管桩 施工组织设计（方案）（全套、部分），已经我单位上级技术部门施工单位：项目技术负责人：报审日期：2005年1月25日监理工程师审查意见：1、同意 2、不同意 3、按以下主要内容修改补充于月日前报来.专业监理工程师： 总监理工程师：日期： 日期：

本表由施工单位填写一式三份，连同施工组织设计一份一并送监理单位审查，建设、监理、施工单位各留一份.

施工组织设计审批表

2005年1月25日

工程名称 A30高速公路（界河~外环线）工程05标 施工单位 中国建第第七工程局A30高速公路工程05标项目部A30高速公路（界河一外环线）工程05标上报的《PHC管桩施工组织设计》已阅，施工组织可行，按此执行严格按DGJ一218一2003《建筑基桩检测技术规程》的要求进行检查与验收.结论审批单位（章） 审批人

PHC管桩施工组织设计

一、工程概况

1、桩基工程概况

A30高速公路项目第五合同段是该项目中最大的一个枢纽工程，无论从工程数量、工作量和技术含量都可谓重中之重.该枢纽为三层互通、一条主线、四条匝道，并在计划中的人工河处都设有连续箱梁，其中主线长632米，匝道长约1600米，并有A匝道跨随塘河桥和赵家沟桥，B匝道跨随塘河桥及主线跨联合河桥.

本项目主线和C、D匝道部分采用PHC高强预应力砼离心管桩基础，桩径为Φ600，桩型为A型和AB型，每根管桩分3节打入，下部2节为A型，上部一节为AB型（长度≥14m)，管桩纵横间距2m.管桩共376根，（根据已到图纸统计），其中主线178根、B匝道12根、C匝道136根、D匝道50根，共有36m、37m、38m、39m、41m等单桩长度规格.PHC管桩由浙江正大混凝土管桩制品公司提供成品桩.（四方考察通过）.

2、地质概况

本工程位于曹路镇，临近东海，周围大都为农村和农田，场地地貌类型属河口砂嘴岛地貌类型，地面高程一般在4.0m左右.

根据地质勘测报告显示，拟建桥址处为古河道沉积区，土层分布大致稳定，但厚度和理深有所差异，缺失6层硬土.地质特征自上而下分别为：①层：填土（4.03～1.39米）；②层：黄色粉质粘土（1.0~2.5米）；③层：灰色淤泥粉质粘土（-5.57~9.12米）；③2层：灰色粉质粘土（-7.81～8.85米）土质较好，但分布不均匀；④层：灰色淤

泥质粘土（-16.86~19.52米）；5层：灰色粘土（-22.77~26.13米）；531层：灰色粉质粘土夹粉砂（-25.25~33.91米）；532层：灰色砂质粉土夹粘土（-31.31~49.20米）；?层：灰色粉砂（-46.11~58.90米）.

3、环境概况

（1)自然环境：沿线苗甫、瓜果地、菜地、村庄布置.

(2)气候环境：沿海地区气候，雨季在六、七月份；最高气温在40°C以内，在七、八月份；冬季处在十二、元月、二月份.

(3)地方环境：村镇等各部门协调力度较大，老百姓尚无阻挠，地方环境较好.

（4)交通环境：东川公路、林场路等穿过，多条小路维修后可通往施工现场，交通便利.

4、工程特点：

(1)征地搬迁难度大，进展缓慢.短时间不能提供大量工作面.(2)不能连续作业，提供作业面不连续，间断、部分提供.(3)工期紧、要求高.

5、质量安全管理目标：

(1)质量管理目标：争创“优良工程”、“示范工程”、“精品工程”，争创市政工程金奖.单位工程合格率100%，优良率85%以上.

(2)安全管理目标：事故负伤频率控制在1%，无重大伤亡事故，创建市级标准化工地和文明工地.

6、编制依据

(1)施工合同、设计图纸及说明.

(2）《公路桥涵施工技术规范》JTJ041-2000.

一.现场勘探

1.A30高速路（界河~外环线）工程六标属A30浦东段的工程.横跨曹路、高东两镇.位于曹路镇的东北角，在川南奉公路以东、顾高公路以北；本标施工范围为v119000~v124550.但其中（k20500~k22200）为沪崇苏立交标段.不属本标范围，即工程全长被切为两块.本标的施工内容为道路、涵洞、排水、桥石护坡及桥梁工程.桥梁工程主要为：主线大众河桥、无名河八号桥和华东路立交桥（含A、B匝道浦东运河桥及主线赵家沟桥），另有k19950处人行天桥一座，10#~14#、19#~22#涵洞9座；本标段内涵洞为7*p1500管涵及2*3m箱涵一处.道路工程路基处理、路基填筑、路面工程、收费广场、坡面防护等，工程标段全长约3.8km.

2.本工程主线基本处于农田低洼地带.施工线路沿线涉及川奉南公路，顾路公路，顾曹公路，上川公路及周边的随塘公路，并涉及部分乡村交通道路.所涉及的道路上有10kv高压线路，民用380v/220v供电线路及通讯广播线路，其中一处横穿主线，但根据实地勘探，并未涉及下部结构施工范围，当上部结构进入架梁作业时，将产生影响，即该处的供电、通讯线路在梁的下方.

3.根据目前多次与各管线单位接触及相关方提供的信息，本标未涉及有地下管线进入施工区域.

二、负荷计算

按电动机械设备、电焊设备、照明设备三个类别分别列表后进

行计算.

表（一）电动机械设备负荷表

单台容量 合计容量序号 设备名称 数量 (kw) (kw)钢筋切断机 3 7.5 22.52 钢筋弯曲机 3 4 123 木工圆锯 3 4 124 木工平刨 3 4 12５ 水泵 10 2 20６ 钢筋切割机 9 2 127 食堂冰箱 3 2 9合计 100.5

表（二） 电焊设备负荷表

单台容量 合计容量序号 设备名称 数量 （kw) (kw)钢筋对焊机 2 100 2002 交流电焊机 12 41 564合计 764

表（三）！ 照明负荷表

单台容量合计容量序号 室 灯具名称 数量（w) (kw)1 外 碘钨灯 30 1000 30照2 镝灯 8 3500 28合计 明 581 办公楼日光灯 45 48 2.22 办公室空调 3 3000 93 室 生活区 40 100 44 浴室取暖器 2 2000 4５ 内 本部食堂 8 8 0.389 1生活区食堂 10 48 0.487 照 食堂热水器 3 0006 278 食堂蒸饭箱 ２ 18000 36明６ 1、2生活区吊 40 110 4.4扇10 办公室 食堂空调 16 1500 17.5标养室合计 105

综合表（一）、表（二）、表（三）所确定该施工现场用电总容量为：P总=1.05×(K∑PK∑PK∑PK4∑P4)=1.05× (0.6×100.50.6×7640.8×581.0×105)=700KVA

三、选择变压器容量

1、变压器容量的确定及安装位置

本标的施工临时用电电源，经过前期与供电部门联系，向当地村委求援，结合本单位自有财产，以全线均匀多点取用电源为原则，共设定200KVA厢变×2，当地的杆变共用电源120KVA×1，40KVAx1，50KVAx3.共计有710KVA的装接容量，基本能满足上述计算需要.

2、厢变的设立已与当地供电部门联系洽谈商定，按合同，经供电部门对2台200KVA厢变测试合格后，由当地供电部门负责装接，调试合格后提供使用；120KVAx1，40KVAx1，50KVAx3杆变取用共用电网电源己与当地村委商定具体位置，容量和分接方法，计量计费、安全运用措施等事宜，并签订供用电协议.即可具备临时用电线路施工条件.考虑一工区的生活区电源取用方便.200KVA×2厢变的位置，选定在K24217处.

四、确定各电源点出线的导线截面、材料

1、厢变输出以采用多路供电为原则，常规的供电线路，其额定电流均设定为200A；沿线路杆变50KVA处每路输出.设定为100A；杆变120KVA处输出2路，一路供本项目部办公区设定供电电流为60A；另一路供现场施工用，限流为200A.杆变40KVA一路为本项目部食堂、浴室专用限流80A.

2、本标供电线路材料

1）架空线路一律采用塑料铜芯线BV型2）电缆线路均采用YC重型橡套铜芯电缆3）本标的供电线路均采用三相五线制

3、选用导线截面和适配的熔断器：

1) 200KVAx2厢变：共输出四路.均采用

YC3x702x25重型橡套铜芯电缆：适配熔断器200A.

120KVA共用电网：一路架空线.采用BV3x352x16电缆送至本部办公区，适配熔断器60A，另一路采用YC3x702x25电缆送至施工现场，适配熔断器200A.在电源接入处设BD200A表计电箱x1

2)

50KVA共用电网1"~3"：每一电源点均采用YC3x502x16电源输送（考虑电压降），至末端100米处，采用3x252x10电缆输送；每一电源接入点均设BD100A表计电箱，适配熔断器100A，表计电箱共3只.

编 号 型号规格 容量 分布位置（里程桩号） 备注01 BD200 200A K2270002 BD200 200A K2280003 BD200 200A K22900200A04 BD200 K23000无名河桥东05 BD200 200A K23100无名河桥西

木、树墩、树根、围墙和垃圾均进行清除、外运.

2、原地面的表土、草皮，按图纸或监理工程师指示要保留的植被和保留物外，在公路用地范围内的树木、树墩、树根、围墙 和垃圾均进行清除、外运.

3、公路用地范围内的树墩、树根和其它有机物进行彻底掘除并挖至原地面15CM以下深度.

2.1.3清表施工方法

1、根据施工需要分期、分批进行清理工作.2、场地清表留下的坑穴、池塘（必要时对淤泥进行换填），用经监理工程师同意的材料回填，并压实到与其周围同样的压实度.

3、清表后应将场地修整（必要时进行翻松）、铺平，并压实到规定压实度.

4、破除旧路运掉废弃物.

2.1.4临时排水

1、为保证路基能经常处于干燥、坚固和稳定状态，施工过程中影响路基稳定的地面水予以拦截，并排出路基施工范围之外，防止漫流、聚积和下渗.

水设施综合考虑，使永久排水设施日后能尽 2、路基施工期间临时排水系统与永久排量利用临时排水设施，减少日后的工作量.

3、本路段的排水主要是地面排水，临时纵向排水结合永久排水沟位置布置，路基填 土前在坡脚永久排水沟位置处开挖界沟作为临时排水沟，使之以后可作永久排水沟的沟槽.排水出口设在涵洞及跨河桥处，确保排走的雨水不致流入农田耕地，也不致引起水淤积和路基冲刷、浸泡.横向排水措施主要 在路基分层填土时每层做成4%左右的排水横坡，每工作日结束前人工在坡肩处培土做临时阻水埂，在急流槽位置处开口做临时急流沟. 槽，将地面水汇集后，沿边坡排入坡脚排水

4、取土坑处的临时排水主要采用取土坑四周填筑阻水硬，拦截地面水不致流入坑内：坑底面做成向中部倾斜的双向横坡，中部开挖纵向排水沟，设集水井、排水沟将水汇集后用抽水机排走.

2.1.5施工便道与便桥

1、为满足施工需要，全线便道设在征地范围内，同时保证便道宽度在7米以上，便道清表碾压然后再铺筑30cm厚的石灰土，以保证晴、雨都能通行.

2、在姿婆庵中桥右侧架设钢便桥1处，能

跨河钢便桥示意图

满足施工道行.

2.2软土地基处理

2.2.1施工方案

本标段局部地段土质为灰（黄）色软（亚）粘土而且呈流塑状态，中偏高压缩性，低液限软土地基.软土地基处理方法主要为湿喷桩、砂垫层土工布等（超）载预压、 铺碎石垫层土工格栅预压、塑料排水板、铺土工格栅、换填碎石土填土预压等，其中直径50cm湿喷桩721968m，砂垫层、碎石垫层53490m²，土工格栅15933m²，土工布266479m²，塑料排水板431791m.

1、施工组织：

安排软基处理工区施工，其下设三个专业软基处理施工作业队，共投入施工人员300人.

2、工期安排：

软土地基处理施工计划时间为2004年1月1线交叉拼接段施工计划时间为2004年1月1日至2004年2月10日，工期40天.

日至2004年4月30日，工期120天：其中与宁杭

3、机械配置：

钻机、流量计或电子秤（计量装置）、

SJB-1型深层搅拌机、60KW发电机组、推土机、自卸车、压路机等.

4、施工准备：

（1）不同类型的地基处理开始前先铺筑行成桩试验，试验段和成桩试验结果经监理 不小于100m（全幅路基宽）的试验路段或进工程师批准后再进行大规模施工.

（2）做好进场材料准备工作，并及时进行试验检测与结果上报.

2.2.2湿喷桩

1、工程概况

（1）水泥深层搅拌法有浆喷（湿法）和粉喷（干法）之 分，湿喷桩也就是浆喷桩，适用于含水量不太高低液限软土地基处理. 湿喷桩其原理与粉喷桩相同，都是通过水泥与土体发生一系列物理、化学反应而形成的具有一定强度和足够水稳定性的水泥柱，来达到加固地基的目的.但湿喷桩以水泥浆作 为固料，比粉喷桩承载力要高，喷浆较粉喷桩喷灰要均匀，施工监控比较方便，其固结效果好.两者施工工艺有所不同.

（2）湿喷桩桩长为6~20.5m，桩径均为本标段湿喷桩共有721968m，安排30台SJB-1型 50cm，桩距1.2，1.3，1.4，1.5m，梅花形布置深层搅拌机，由三个作业队连续流水作业，平均每台机械每台班可加固150延米左右.大规模施工前，先要做试桩.

2、施工工艺

（1）湿（浆）喷水泥搅拌法施工工艺流程（如图）

（图1）

（2）定位

塔架式起重机悬吊搅拌机到达施工的桩位后对平台，使搅拌钻杆铅垂于地 中，并抄平搭架面.

（3）预搅拌将搅拌头下沉

待搅拌机的冷却水循环正常后才能启动搅拌机，搅拌头运转正常后放松起重钢绳，搅拌杆沿导向架切土徐徐下沉，下沉速60A.如果下沉速度太慢，阻力太大，可通过 度由电机的电流表监测，工作电流不得超过输浆管送水稀释土体，以利钻进.

（4）制备水泥浆设计要求湿喷桩每延米水泥用量为50kg， 将制好的水泥浆存

放在集料斗中.水泥采用425号普通硅酸盐水泥（指定厂家）.

（5）提升喷浆搅拌 当搅拌头抵达设计深度时，将搅拌头反转，同时喷浆提搅拌，

严格控制搅拌速度，边喷浆边搅拌边提升，提升速度控制在0.8米/分钟，将所喷浆液充分与粘土拌和均匀.

（6）重复下沉，上升搅拌进行第二次复搅，以达到充分搅拌的要求.

（7）洗管洗管路和搅拌头. 向集料斗中注入清水，用灰浆泵送水清

（8）移位

重复上述1~6的步骤，制作下一根桩.

（9）质量保证措施

善，大部分依赖于人工控制，因此造成施工 ①深层搅拌法目前因机械自动控制设备不完质量不稳定，为此本项目要求安装流量计电脑控制并加强水泥用量总体控制和分区、分段甚至分桩控制，达到设计要求的水泥用量. 其次是施工时间控制，每天控制在300延米左右.

②在开工时先做工程试桩，保证10根以上，通过试桩制订出施工工艺、检验标准，然后再大规模施工.

③加强施工检验，主要是用No轻型动力触探24小时内抽查，抽查量为2%~3%.此外还要做载荷试验和抽芯检验.

3、施工注意事项

（1）现有宁杭高速公路坡脚内侧三个台阶范围内需打设湿喷桩，以均衡沉降，消除或减小差异沉降.现有宁杭高速公路采用粉喷

目

第一章工程概况 1

第一节工程说明..第二节工期要求.第三节对外交通.第四节本工程的合同项目及工作范围

第二章施工准备工作计划8

第一节技术准备工作. 8第二节现场准备工作.9第三节其他准备工作. 9

第一节质量目标.. 9第二节进度目标 10第三节安全目标. ..10第四节项目管理组织安排. .10

第四章施工总平面布置14

第一节施工场地 .14第二节施工交通运输 ..14第三节施工总布置. ..5

第五章施工方案 20

第二节施工测量

3.2新农村建设工程 ..67

第六章施工进度计划70

第一节编制说明 ..70第二节工期. ...70第三节控制性进度. ...70第四节主要项目施工进度说明 ..71

第七章资源供应计划75

第一节劳动力需求计划 ..75第二节机械设备需求计划. ..77第三节主要材料和周转材料需求计划 ...77

第八章技术组织措施计划77

第一节保证进度目标措施 .77第二节保证质量目标措施. ...80第三节保证安全目标措施. ...92第四节保证成本目标措施 ...96第五节保证季节施工措施 ..97第六节保证环境措施.第七节保证文明施工措施. ...9

第九章项目风险管理101

第十章信息管理104第十一章实施难点和对策105第一节总体工程施工难点与对策.105第二节分项工程施工难点与对策 .106第十二章其他107

第一章工程概况

第一节工程说明

**市**镇土地整理与新农村建设项目位于**市**镇辖区内，招标编号为闽建招（2007）第033号，工程总投资人民币8411983.76元.工程主要项目包括土地平整工程、农田水利工程、交通工程及其它工程等（具体依据施工图纸及工程量清单）.

第二节工期要求

招标文件要求总工期为365日历天.

第三节对外交通

本工程现有等级道路经过项目区，交通便捷，沿线均有村道互通，施工机械及材料均可直接到达工地现场.

第四节本工程的合同项目及工作范围

1、本工程项目主要包括土地平整、农田水利、田间道路和其它工程四大部分，详见下文《主要工程量表》.

2、本工程应完成的临时设施项目

2.1临时施工道路结合田间道路及生产路布置，以满足农田水利、道路工程、其它工程等土建工程材料运输和涵管等理设运输等需要.

2.2现场施工临时供水、供风、砂石料加工、砼拌制、运输、还包括

临时房屋和生活辅助设施等其它附属的设施.

黄河小峡水电站导流及泄洪闸工程 投标文件 施工组织设计

10 5 3.33 2 1 0.2 0.1 历史调查入库流量 5640 6050 6160 6310 6500 7170 7350 8500

分期洪水流量表

表1-4-2流量： m²/s

频率P(%) 月份 1~4 5 6 7-9 10 11 1210 1250 1720 2120 4150 3250 1250 125020 1250 1560 1880 3930 2800 1250 1250

（2）气象

根据兰州气象站资料统计，坝址以上吉迈~玛曲区间降水量最大，年平均降水量为600mm~800mm，其次为湟水和洮河流域，其余地区为干早半干早地区，年降水量为250mm~300mm.小峡坝址区气象特征见表1-4-3.

坝址区气象特征表

表1-4-3

序号 项 日 单位 数量1 多年平均气温 9.22 多年平均最高气温 c 15.7多年平均最低气温 2.34 年绝对最高气温 c 39.15 年绝对最低气温 -21.76 年平均日照时数 h 2533.17 多年平均水温 c 10.58 平均相对湿度 % 586 多年平均降雨量 mm 320.210 多年平均蒸发量 mm 1448.711 最大风速 m/s 1712 多年平均风速 m/s 0.913 最多风向 C NEE14 多年平均含沙量 kg/m 1.9515 实测最大含沙量 kg/m 306

1.4.2地质条件

黄河小峡水电站导流明渠、泄水建筑物布置在黄河右岸Ⅲ级阶地上，阶地面宽260m~300m，地形平坦开阔，阶地面高程1505~1510m，高出水面25~30m，沿线穿

黄河小峡水电站导流及泄洪闸工程 投标文件 第四篇施工组织设计

过5条冲沟，冲沟宽10~15m，深度10~20m，沟底有少量冲洪积碎石土，在雨季和灌溉季节，沟内有少量水流入黄河.

(1)地层岩性

导流及泄水建筑物所在部位出露的地层岩性为：1)前寒武系皋兰群结品片岩，即云母石英片岩夹云母石英片岩（schz)v1，云母石英片岩（scha)及云母石英片岩夹云母石英片岩局部夹长石类夹云母片岩（scha).多为互层状分布，岩层中穿插有宽0.2~2.0m不等的花岗岩、花岗伟品岩脉.闸底建基面岩体新鲜、坚硬，完整性好.2)基岩上覆盖为第四系黄土类土及残留的砂砾石层，覆盖厚度1.0~3.0m，局部3.0~4.0m，松散无胶结.

(2)地质构造

导流及泄水建筑物所在位置岩层产状稳定，总体走向NE50~60NW70~80°，表现为倾向右岸偏下游的单斜构造.其走向与明渠轴线的夹角大约33~40°.沿线出现的断层不甚发育，已查明的有10条断层通过本区.断层规模一般不大，延伸长度小于50m，宽度小于0.5m，其中f26、f42、f28、f44四条顺层高倾角断层，挤压紧密，破碎带组成物以杂色糜棱岩、片状岩为主，胶结差.该区主要裂隙有5组.

(3)岩体风化

导流及泄水建筑物所在位置主要为（sch2)，（sch）及（schs)组成的护层岩体.不同岩性其力学强度、抗风化能力差异较大.schn、schz性坚，完整性好，风化形式多沿裂隙及断层破辞带皇条带状风化：Schs夹有长石类云母片岩，岩性较软，抗风化能力差.

1.4.3对外交通条件

黄河小峡水电站上距兰州市35公里，距八盘峡水电站87公里，下游临近什川乡镇，距大峡水电站29公里.坝址2公里处有什川至兰州、什川至皋兰公路相通，对外交通使利.坝址附近有两条简易公路与109国道相通.一条为由皋兰经文山村至什川吊桥的IV级碎石道路（里程约26.0km）.另一条为由兰州经青白石至什川吊桥的IV级碎石道路（里程约33.0km），对外交通条件较好.为连接左右岸交通，业主在坝址上下游已建两座跨黄河大桥.

1.5本工程施工特点

1.5.1工程特点

(1)本工程距兰州市市区仅35km，对外交通十分便利：(2)施工场地开阔，业主提供的场地比较集中，施工布置方便：(3)导流及泄水建筑物所在位置为干地，施工条件较好.

1.5.2施工重点和难点

(1)土石方开挖量较大，现场施工组织尤其重要：

黄河小峡水电站导流及泄洪闸工程 投标文件 第四篇施工组织设计

(2)施工前期和后期施工强度大、工期紧：

(3)明渠右侧边坡岩石岩层节理面与明渠设计开挖边坡面的夹角对边坡稳定不利，施工中必须引起重视：

(4)泄水闸闸室段施工各专业施工安排、协调是本工程的重点，其直接影响施工直线工期.

1.6施工优势

(1)我局多年来在黄河干流上承建了多项大中型水利水电工程，近两年又先后承类似施工经验：

(2)我局目前承建的多项工程相继进入砼施工阶段，土石方施工人员及设备闲置，若我局中标本工程，可以立即组织、调遣整编制的施工队伍投入施工：

(3)我局前期已承担了跨黄河平拉桥项目的施工任务，工地现有部分人、材、机及临时设施，施工准备和进点条件相对较好.

1.7施工质量及安全目标

本工程严格按项目法组织施工，以施工进度为中心，质量安全为保证，组织均衡生产、文明施工，确保工程施工按期完成.施工的总目标为：施工质量以我局的ISO9002质量保证体系严格控制，确保施工质量合格率100%，土建工程的优良率达到85%以上，金属结构制作及安装工程的优良率达到95%以上，工程总体质量优良：施工安全工作贯彻“安全第一、预防为主”的方针，杜绝施工中的人员伤亡事故和机 械重大安全事故的发生，负伤频率低于行业标准.

**** 项目 消防调试及验收方案汇报

2025年10月29日

中建二局第二建筑工程有限公司

系统组成

单系统调试

目录

联动调试

1.1消防灭火系统

1.1.1喷淋系统

描述功 满足厂房楼层喷淋管压力达到设计要求；能配 含：消防水池、喷淋泵、稳压泵、湿式报警阀、水力警铃、置 减压阀、减压孔板、控制柜等调试重点 报警阀后压力、各楼层喷淋压力水流驱动起泵、水力警铃动作楼层监控蝶阀、水流指示器等

1.1消防灭火系统

1.1.2消火栓系统

描述系统功能 满足厂房室内消火栓出水压力达到设计要求配置 含： 火栓、 消防水池、控制柜、消火栓泵、稳压泵（二期）、消 减压阀、减压孔板、、水泵接合器调试重点 减压阀后压力、各消火栓栓口压力最不利（屋顶）消火栓充实水柱高度流量压力起泵、起泵按钮起泵、消控室远程、机械强启

1.1 消防灭火系

统 1.1.3气体灭火系统

描述本项目变电所、汇聚机房采用气体灭火系统.统2 ：钢瓶间、气体钢瓶、控制柜、放气指示灯、放气置 声光报警器、电磁阀、联动输出模块、状态按模 块等.调试重点 防护区内火警信号联动关闭风阀，打开电磁阀防护区内火警信号至消控室钢瓶失压、手自动转换、手动释放等功能

北京金雁饭店抗震性能评价

张永强

（上海华都建筑规划设计有限公司上海200092）

[摘要]北京金雁饭店是立面造型独特且结构复杂的高层建筑分析了结构的平面及竖向不规则性，有针对性地提出了解决方案.通过两程序的对比分析、弹性时程分析、中震作用分析、弹塑性时程分析得出结构能够满足性能设计要求的结论：最后对关键构件和工程的关键问题进行了分析讨论

[关键词]钢管混凝土柱：斜柱：性能设计

中图分类号：TU313 文献标识码：A 文章编号: 1002-848X( 2012) 07-0005-06

Seismic performance evaluation of Beijing Jinyan Hotel

Zhang Yongqiang

( Shanghai Huadu Architecture & Urban Design Co. Lad. Shanghai 20092 China)

Abstraet: Beijing Jinyan Hosel is a tllbuilding whose shape is very speial and unique and the structure is ery ples.based seisemic design. At last the key points of this structure as well as important segments were analyzed asd diseussed.

The beyond eode limits of this building were analyzed and the relevant solution schemes were poposed. Aeearding to theparison on the analysis resalts of the Iwo progams elastic time-history analysis melium earthquake effet analysis elastic -plastie time-history analysis the conclusion was got that the structure can meet the requirement of performance

Keywords: conerete-illed steel ubular; inclined column performanee based seismic design

1 工程概述

北京金雁饭店重建工程位于北京市怀柔区，建成后将成为雁栖湖惟一的五星级酒店项目，该项目总建筑面积7.9万m².塔楼17层，裙房2层地下1层（塔楼地下2层）.主要结构高度79.9m，采用 混合框架钢筋混凝土核心筒混合结构：裙房建筑高度为11m，采用钢筋混凝土框架结构；主楼平面呈椭圆形立面呈圆形整体呈“日出东方”之态，见图12.抗震设防烈度为7度，抗震设防类别为标准类基本地震加速度值为0.15g场地类别ⅡI类，第 二组；安全等级为二级，设计使用年限为50年.基本风压0.50kN/m²，体型系数为1.4.温度作用取值：结构合拢温度为15℃极限低温为-27℃C，极限高温为42℃.

图2塔楼层12结构平面图

钢筋混凝土核心筒混合结构体系，主楼平面呈椭圆形平面最长处约94m最宽处约38m，高宽比为3.5（按层3较小平面宽度计算）.核心筒位于主楼两侧各1/3处，对称布置，平面为矩形，核心简高宽300mm.外围框架柱沿外立面弧形布置成斜柱，间 比为8.33，外墙厚度为400mm，内墙厚度为200~距4.8-14.4m不等均为圆钢管混凝土柱外径由1000mm减小至600mm-塔楼楼盖结构为钢梁和压型钢板上浇混凝土面层的组合楼面体系.

弧形设置整体结构骨架组成灯笼形铁饼状，每层外国钢管混凝土柱之间用钢梁刚性连接，并且每根外围钢管混凝土柱都与混凝土核心筒用钢梁刚性连接形成第二道抗侧力体系并将因柱子斜向布置产

图1建筑效果图

2结构体系与特点

2.1结构体系

主塔楼采用混合框架（钢管混凝土柱钢梁）

2.2工程特点

3 设计思路

生的梁内轴向力传递给核心筒等抗侧力体系.这个系统也为整体结构提供了扭转刚度，增强了结构的整体性提高了结构的余度-在层8门厅大堂外 悬挑处，设置面内斜拉杆拉结至内部柱子处，以减小竖向变形，结构整体布置见图3.

材料强度设计：核心筒剪力墙混凝土强度等级基础-地上层10为C60层11-12为C50层13- 14为C40其余层为C30;钢管混凝土柱内混凝土强度等级均为C60:钢材均采用Q345B.

图3结构整体布置示意图

1)裙房与主楼相连接，且塔楼偏置，底部楼层质心与刚心候差较大，下部楼层的扭转问题应加以 解决控制底部2层楼层位移比小于1.5；2）主楼底层有挑高大空间（高19.5m），形成穿层柱：且层8以上该穿层柱分支成2根斜柱：另外本工程外形为铁饼状外围圆钢管柱均为斜柱；3）平面布置上， 下部层4-7为挑空大厅，两核心筒间无梁板拉结，开洞面积大于30%；4）由于外形原因柱子下部楼层逐渐内收，在层3楼面处，有三柱并一柱和两柱并一柱的情况这些节点受力较大且复杂

针对本工程的上述特点，设计时应注重结构的概念设计对结构薄弱部位应当加强构造措施

（1）主楼结构平面为梭形，双轴对称布置结构杆件，两核心筒对称布置在1/3的腰部有利于结构抗扭且楼层刚心与质心基本重合整体结构外形 呈铁饼状外轮廓骨架为钢管混凝土斜柱斜柱与核心筒通过钢梁刚接联系，并尽可能使钢梁贯通核心筒剪力墙形成对称拉结（X，Y向均设置墙内暗梁-型钢梁）从而组成整个抗侧力体系-

（2）工程独特的外形使外围框架柱均呈斜向布置，采用受力性能优异的钢管混凝土斜柱比普通混凝土框架柱可获得较好的结构性能

（3）通过构件材料强度及柱子截面大小的变化控制结构楼层抗侧刚度均匀变化避免楼层刚度

突变.

4 整体计算

4.1结构周期

（4）在裙房的远端设置斜撑，且端部两排框架柱采用劲性混凝土柱，以加强其抗震性能.

（5）核心筒内采用现浇钢筋混凝土楼板，板厚150mm，并与核心筒墙体整体浇筑，适当加大配筋，以保证筒体的整体刚度.层8楼板加厚至180mm，以保证水平力的传递，协调两核心筒的变形，建筑层8以上每3层有一中空大厅在该洞口的封闭楼 层该部分楼板加厚至150mm并适当增加配筋

（6）由于工程斜柱较多，整体计算时应当考虑竖向地震作用：另外柱子的斜置使结构有外扩的趋势楼层梁内将出现拉力，设计时应考虑拉力影响， 计算时应采取楼板弹性膜的计算模式，由于结构软件将梁构件按照受弯构件设计忽略轴力作用，设计时应取钢梁的受弯应力比与受拉应力比之和小于1.0.根据上述设计思路提出结构的性能设计目标见表1.

结构性能设计目标(D) 表1地震 作用 多遇地震 （小震） 设防地震 （中震） 罕遇地震 （大震）目标定 性措述 不损坏（1) 损坏可修复（4) 需排大险， 无例塌（5）底部加强区墙体、框架柱 抗弯不屈服抗前截面满误计 计算 强度设计 与查形验 是VckVx<0. 15f 变形验算， 判断薄内容 算 Mk;新柱交汇的关键节 点弹性 环节地露输入 谱、时程地 规范反应 规范反应谱 时程地霜波位移角 限值 008/1 - 1/100构件设计 按规范设 按性能目标设计 按性能目 标设计荷载系数 荷载基本 荷载标准组合，且抗震调荷载标准材料强度设计值 组合 标准值 整系数取1.0 标准值 组合 注：1）表中性能目标D及性能水准1A5按照（高层建筑湿凝表中公式告量含义参见高规公式3.11.34. 结构的整体计算采用SATWE和MIDASBuilding进行对比校核.嵌固部位根据楼层刚度比板假定阻尼比取0.04. 和结构布置情况选为地下层！计算时，采用刚性楼 计算得到的前3阶模态的振动周期结果列于表2对应的振型示意见图4.两种程序的计算结果基本吻合：从计算结果来看，第1阶和第2阶振型分 别为YX向平动，第3阶振型为扭转，第1扭转周期与第1平动周期的比值小于0.85，说明该建筑扭转刚度较好- 果其余楼层的水平地震剪力系数均大于2.4%，符合规范要求不必进行楼层剪力的调整. 4.3结构顶点最大加速度 在阻尼比为2%及考虑风向效应情况下，10年重现期风荷载下主楼结构顶层的加速度最大峰值：Y向顺风向为0.016m/s²<0.25m/s²；x向顺风向为0.010m/s²<0.25m/s².满足高规第3.7.6条的楼层舒适度要求. 结构周期对比 周期重力荷载有效质量系数/ 表2程序 周期 平动系政 比 代表值/x x向1向PKPH 7 1. 655 3 0. 99 0.01 1. 958 8 |0. 00 0. 99 0. 78 11 877 085.16 99.51 99.671. 522 3 0. 01 0. 00 1. 940 2 0.04 0.61MIDAS 7 1.634 6 0.66 0. 050. 791871781.991. 79 91.797 [ 7 1. 541 6 0. 09 0.07 4.4结构相对抗侧刚度 计算时考察了结构本层侧移刚度与下一层相应侧移刚度的比值（剪切刚度），其沿结构竖向逐步增大，变化均匀：结果也表明：本层侧移刚度与上一层 相应侧移刚度70%的比值、本层侧移刚度与上一层相应侧移刚度90%，110%或者150%的比值（高规）均大于1.00结构沿竖向抗侧刚度无突变刚度比符合规范要求 4.5结构楼层受剪承载力 本层与上一层受剪承载力之比最小值为：X向0.81（层3）：Y向0.81（层3）.可见各层比值均大于0.80楼层受剪承载力满足高规3.5.3条的规范要求. 4.6高层结构稳定性验算及抗倾覆验算 结构整体分析结果表明：X向刚重比为9.10，Y向刚重比为10.89均大于1.4能够通过高规5.4.4条的整体稳定验算；结构刚重比大于2.7，可以不考大于1.0结构整体抗倾覆满足要求. 虑重力二阶效应：抗倾覆力矩/倾覆力矩的数值均 4.7框架柱承担剪力调整及框架柱倾覆力矩百分比 参照高规8.1.4条塔楼柱子剪力调整按照框架柱数量变化分段调整，塔楼主要以层3底部总剪柱，为保证其他柱子的安全性增强结构的抗震第二 力为基础进行调整.塔楼底部层3-7有4根穿层道防线不考虑这4根穿层柱承担楼层剪力并把其剪力分担到其他柱子上去，综合后确定各楼层框架柱的0.2V.调整系数. 图4振型示意图 4.2结构响应 反应谱法及风荷载作用下计算得到的结构最大响应结果列于表3.可以看出，两个软件计算结果吻合良好层间位移角及位移比均满足规范要求地震作用下底层的剪重比在正常范围内，且满足规范规定的最小水平地震剪力系数要求根据计算结 29%Y向为18%在10%-50%范围内根据高规 本工程底层框架柱倾覆力矩所占比例X向为8.1.3条规定，应该按照框架剪力墙结构进行设计.因此本工程弹性计算分析时按照框架核心筒结构定义结构类型是合适的. 地震及风荷载作用下结构最大响应 表3 PKPM MIDAS最大层间 结构响应 X 1/1 360 1/7 102 风 1/1 229 地霜 1/6 915 风位移角 Y 1/1 081 1/2 553 1/1 052 1/2 047位移比 x Y 1. 18 1. 12 1.32 1.35 1. 09 1. 09基底跨力 /kN x 91 245. 37 90 671. 53 10 465. 5 88 319. 59 6 009. 2 88 660. 27 4 799.1 11 013. 9基底剪重 x 4.83 - 4. 80比/% Y 4. 86 4. 77 4.8弹性时程分析 弹性时程分析所取地面运动最大加速度为55gal采用7组强震加速度记录作为弹性时程分析的地震波输入，两组人工波RD1，RD2和五组天然波TD1-TD5.输入中考虑了双方向地震动时程输 4.9中震分析 弹塑性时程分析 入的影响两方向加速度时程峰值比为1:0.85. 的结构响应与反应谱法计算结果比较接近，见表4. 对应7条输入地震时程曲线，时程法计算得到 最大层间位移角 基底剪力/kN结果 x y X YTD1 RD1 1/1 425 1/1 611 1/1 121 1/1 351 92 019.8 95 218 101 858. 3 86 583. 3TD2 1/1 385 1/1 512 1/1 105 1/1 019 91 355. 5 96 545. 9 150 423. 7 83 237. 9TD3 1/1 059 1/1 205 111 452. 7 95 906. 5TD4 TD5 1/1 320 1/889 1/1 091 1/1 008 114 193. 9 98 855.1 101 135. 3 92 286.9平均值 1/1 313 1/1 360 1/1 172 1/1 081 99 948. 7 90 671. 53 101 633. 1 91 245. 37反应谱 振型分解反应谱法求得的底部剪力的65%，7条时 每条时程曲线计算所得的结构底部剪力均大于程曲线计算所得的结构底部剪力的平均值大于振型分解反应谱法求得的底部剪力的80%满足规范的要求. 结果吻合良好，见图5.可知Y向顶部构架时程分 7条波的最大层间位移角平均值与反应谱计算析时位移候大，CQC法计算时，应设置顶塔楼放大系数以保证顶部构架的安全. 震地震影响系数取0.340，取消组合内力调整，荷 中震计算采用CQC法分析主要计算参数同小载作用分项系数取1.0材料强度取标准值，抗震承载力调整系数取1.0.楼板设为弹性膜 向为1/480，Y向为1/382.结构剪重比X向为 中震作用下结构最大层间位移角结果见图6X13.69，Y向为13.77.可知结果合理 为进一步分析结构在罕遇地震下的抗震性能， 注：起始楼层为地下层1图68同. 图5弹性时程与CQC楼层最大层间位移角对比 计算结构在罕遇地震下的整体控制指标（包括最大罕遇地震下的塑性损伤情况，针对结构薄弱部位和 层间位移及最大基底剪力），研究结构关键构件在薄弱构件提出相应的加强措施，对结构进行了罕遇地震作用下的弹塑性时程分析. 计算采用PUSH&EPDA软件，为提高计算效率，对模型进行了修改：1）主要去掉顶部塔楼，将上部荷载）可忽略；2）去掉0.000m标高以下的大地库， 构架折算成恒载施加于核心筒上，活载（弧顶无活着重研究高层塔楼在地震作用下的动力特性.根据弹性计算结果地下层1侧向刚度/层1楼层侧向刚度均大于2，满足地下层1可以作为上部结构的嵌固端的条件. 5.1地震波选择 计算选用中国建筑科学研究院提供的强震加速度记录作为动力时程分析的地震波输入，包括一组人工波RH1和两组天然波TH2（SAN FERNANDOEARTHQUAKE FEB 9 1971) TH3 ( SAN JOSE EARTHQUAKE 4-Sep-1955).TH2 地震波波形及加速度谱如图7所示. 计算时采用双向水平地震输入，主次方向地震波峰值比为1：0.85，地震波有效峰值加速度为5-10倍 310cm/s地震波持续时间均超过结构第1周期的 5.2构件模型及整体计算参数 EPDA杆系构件弹塑性模型采用纤维束模型，弹塑性墙元面内刚度的力学模型采用平面应力膜，并可以考虑开洞：钢骨混凝土构件和钢管混凝土构 件分别计算钢骨和混凝土两部分的刚度然后叠加进行处理- 计算时楼板采用弹性膜假定：结构的阻尼比取0.05初始状态采用重力荷载代表值（恒载0.5活 图6中震作用下楼层最大层间位移角 图8罕遇地震作用下结构楼层位移角 拉裂缝）、受力较大的钢梁和裙房框架柱-钢管混凝土柱均未出现塑性较 6 关键构件和关键问题 6.1核心筒剪力墙 图7TH2罕遇地震波加速度谱和时程曲线 计时应确保其性能达到预期目标：1）墙体厚度：核 塔楼核心筒剪力墙为结构第一道抗震防线，设心筒外围400mm，内部200~300mm；2）经计算，底部加强区域剪力墙轴压比小于0.3满足规范要求；3）验算穿层高墙体的稳定满足规范要求：4）剪力墙在中震下墙体剪压比大部分小于0.15，但全部小 于0.2超过0.15的墙设计时应设置型钢暗柱；5）中震下验算剪力墙抗弯不屈服：6）中震下底部加强区墙体出现拉应力，但拉应力约为6.4N/mm²此拉力全部由型钢暗柱承担. 载）.钢材采用了双线性的本构关系；混凝土材料采用考虑退化的三线性本构关系. 5.3弹塑性时程分析结果 大震作用下楼层剪力及楼层位移响应见表5. 地震作用下层间位移响应及剪重比对比 表5 地震液 大震作用下最大层间位移角 xRH1 1/111 1/105TH2 THD 1/157 1/146 1/135 1/134结构总重/kN 平均值 1/138 713 279 1/125地震作用 剪力/kN 剪重比/%小震作用 28 157.82 x 25 486. 96 y 3.95 X 3.57 Y中震作用 大需作用 113 839. 33 75 562.88 104 495. 37 2126 2 10. 59 15. 96 14. 65 10.22 6.2钢管混凝土柱 钢管混凝土柱是重要的竖向构件，设计时按照性能目标及抗震构造进行设计：1）控制柱子常遇地震与设防地震作用下的轴压比满足规范要求；2）按标，并验算门厅穿层柱的长细比：3）中震作用下，底 照高规要求，限制钢管混凝土柱的径厚比、套箍指部区域柱子出现拉力在不考虑混凝土受拉情况下，钢管内应力仅为53N/mm²，处于较低应力水平：4）对重要柱节点采用铸钢件并进行有限元分析使这些节点满足大震不屈服的性能设计目标.图9为某 一节点的应力云图，满足强节点弱构件的设计原则及预定性能目标 注：按照弹型性模型重新计算小震和中震作用下的基底剪力以便对比剪力变化情况. 大弹塑性层间位移角为RH1地震波作用下层8的， 罕遇地震下楼层弹塑性位移角见图8结构最为1/105<1/100，满足规范要求，保证了大震不倒的性能目标要求. 在罕遇地震波输入过程中结构的破坏形态可描述为：核心筒内个别剪力墙出现受拉裂缝；然后混 凝土连梁出现塑性铰随后裙房混凝土梁、柱出现塑性较；随着地震作用的发展，钢框架梁亦出现塑性铰主要为中部楼层核心筒与框架柱相联系的刚接梁.地震波结束时，主要塑性损伤集中在核心筒混凝土连梁、底部加强区墙体及顶部剪力墙（出现受 6.3楼层板设计 应力，设计时应配置足够的钢筋来承担板内拉力钢 同梁内出现拉力的原因相同，楼板内将出现拉梁上应设置足够的抗剪栓钉来传递剪力. 采用MIDAS软件对梁内拉力最大的楼层（层4）楼板进行详细的分析.由恒荷载活荷载作用下的应力云图（图10)可以看出结构梁内拉力部分

薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱承载力分析

肖海兵，赵均海”，孙楚平，彭宁，孙珊珊”

（1中信建筑设计研究总院有限公司武汉430014;2长安大学建筑工程学院西安710061）

[摘要]运用统一强度理论考虑中间主应力的影响，引入参数α.β.确定薄壁钢管在极限荷载时的环向拉应力纵向压应力a，和径向压应力α，并考虑轻骨料混凝土与普通混凝土多轴强度准则差异的影响推导出薄壁钢 管轻骨料混凝土轴压短柱的极限承载力公式并对影响因素进行了分析.将本文计算结果与文献试验数据进行比较结果吻合良好表明将统一强度理论运用于薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱承载力计算是可行的，该结果为薄壁钢管轻骨料混凝土的优化设计提供了一定的理论依据-

[关键词]统一强度理论：薄壁钢管：轻骨料混凝土：极限承载力

中图分类号：TU398文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)10-0101-06

Bearing capacity of thin-walled steel tube short columns filled with lightweight aggregate concrete under axial load

Xiao Haibing’ Zhao Junhai? Sun Chuping’ Peng Ning’ Sun Shanshan*( 1 CITIC Geneal Institute ef Architectural Design and Research Co. Lad. Wuhan 430014 China; 2 Sehool af Civil Engineering Chang'an University Xi'an 710061 China)

Abstraet: Based on the unified strength theory considering the efects of the intemediate principal stress and thediferenes of the multi-axial strength criterion for the lighweight agregate conerete and mon concrete by introducing parameler α_ and β. loop tensile stress α longitudinal peessive stress α and radial pressive stress α of the thinwalled steel tube in oltimate bearing odition were obtsined. Thus the caleulaticn formula f ultimate bearing capacity ofthinalled steel teshrt lms fd with lighweigt agregate cnete wa dedd ad the iflee clicat was analyzed.Cpared vith the obtaid solti and the test resuts n referene good agrement can be fod. Theresults indicate that the unified strength theoey has the good applicability in the calculation of ultimate bearing capacity ofthinwalled steel tube sbort colms illed vith lighweight agregate ceree The resuls can povide theoretical foudationfor the design of thin-walled steel tube filled with lightweight aggregate concrete.

Keywords: unified strength theory: thin-walled steel tube; lightreight aggregate concrete; ultimate bearing capaeity

随着科技的进步工业水平的提高人们对建筑此本文采用考虑中间主应力o：的影响、拉压性能 中间主应力对钢管和核心混凝土的双向影响，因

0引言

结构提出了更高的要求，新型建筑材料的开发和应不同的适用于各种材料的复杂应力状态下的统一强用已越来越成为人们关注的焦点：而薄壁钢管轻骨度理论对薄壁钢管轻骨料混凝土构件的力学性能料混凝土则与现代建筑结构的材料发展要求不谋而和相应的承载力计算方法等进行了理论分析，并推 合（2，薄壁钢管与轻骨料混凝土的组合不仅可以导出其承载力计算公式.使整个构件具有承载力高、塑性和韧性好、施工方便、耐火性能高、抗震性能好和经济效益好等优点.力路径十分复杂受荷方式对构件力学性能的影响由于多低层建筑对结构构件承载力要求相对较低，较大，国内外对于薄壁钢管轻骨料混凝土在不同加 因此将薄壁钢管轻骨料混凝土结构应用于多低层建筑中可以发挥它的优势，并且可以弥补普通钢管混凝土在这方面应用的不足.因而该结构在工程实践料混凝土的研究工作才刚刚起步，有关该方面的研 应用中具有较广阔的应用前景.由于薄壁钢管轻骨究较少（且大部分建立在试验的基础上，虽然相关文献中运用Mises屈服准则对薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱的承载力进行了推导，但未充分考虑

互相弥补各自的缺点而且充分发挥了彼此的长处，1加载方式

钢管混凝土构件在荷载作用下的应力状态和应载方式下力学性能的研究相对较少司本文主要研究以下两种加载方式：1）A式加载是钢管和核心混凝土同时共同承受荷载如图1（a)所示；2）B式加载是荷载仅施加在核心混凝土上，钢管不直接承受轴向压力，只起套链作用，如图1（b）所示，由于

力或纵向压应力并不一定达到了钢材的屈服极限.因此本文引入两个参数a和β.来表示薄壁钢管在极限荷载时的环向拉应力纵向压应力o，和径向压应力a，其表达式为：

钢管的约束作用无论哪种方式核心混凝土都处于三向应力状态，

α=a.，a =-β.o.，a =-p（2)

式中：α和β.主要根据试验来确定，其中0≤α≤10≤β.≤1;o.为钢管的拉伸屈服极限：p为核心轻可知对于薄壁钢管p=2ia/（D-2r），即a，= 骨料混凝土对薄壁钢管的径向压应力，由材料力学-2to/(D-2)=-2rαx o /(D-2)D分别为薄壁钢管的外径和壁厚（rCD）.

对于薄壁钢管，有|a，/a.=2r/（D-2:）<1，因此钢管的径向应力小于环向应力.即a <a 由于钢管混凝土达到极限状态时，薄壁钢管主要承受环向拉应力，因此纵向应力小于环向应力，即o.|a>a、的规定，则薄壁钢管三向应力状态下的主应力分别为：

(1b)

(3)

其中：α= (1a)r.-a.=(1a)-BB=. 0.-T B-1T.

由文[12]可知拉压比α对于韧性金属材料一1α 1α≥or满足式（1a）的条件，将式（3）代入式（1a）进行计算得：

式中：a和o分别为三个主应力；α为材料的拉压比；a，为材料拉伸屈服极限；a.为材料压缩屈 服极限：.为材料剪切屈服极限：b为统一强度理论中引进的一个反映中间主切应力以及相应面上的正应力对材料破坏影响程度的材料强度参数.

整理得：

3薄壁钢管轻骨料混凝土承载力

(5)

3.1薄壁钢管的纵向抗压强度

取压为正、拉为负则薄壁钢管纵向的抗压强度为：

3.1.1A式加载

对于A式加载薄壁钢管轻骨料混凝土短柱在轴心压力作用下同时受压，由于薄壁钢管和核心轻骨料混凝土的相互作用，薄壁钢管处于三向应力状 态并且不考虑圆形薄壁钢管局部屈曲性能的影响，在这个过程中薄壁钢管承受的压力逐渐减小而核心轻骨料混凝土因受到外包钢管的环向约束具有更高的承载力，薄壁钢管从主要承受纵向压应力转变为主要承受环向拉应力[.当薄壁钢管 和核心轻骨料混凝土的纵向承载力之和达到最大值时薄壁钢管轻骨料混凝土短柱即达到极限状态.然而由于薄壁钢管承受着一定的纵向压应力，在钢管混凝土短柱达到极限状态时其钢管的环向拉应

.(6)

因为2tα/（D-2r)≤β ≤1将式（5）代入，解不等式得：

(7)

-2t)≤1. （2）第二种情况，当a≥a，时，即β≤2ta/（D

薄壁钢管三向应力状态下的主应力分别为：

(8)

同理得：

为： 取压为正、拉为负则薄壁钢管纵向的抗压强度

因为0≤β ≤2a/（D-2)将式（9）代入，解不等式得：

综合上述两种情况得出薄壁钢管的纵向抗压强度统一解为：

3.1.2B式加载

骨料混凝土上薄壁钢管不直接承受轴向荷载-因 对于B式加载其轴向荷载直接施加于核心轻此可以认为薄壁钢管的纵向抗压强度a，=-βa.=0即β.=0.对此种情况，可以把薄壁钢管的应力状态作为A式加载中第二种情况的特例.当β=0时，由式（9）得：

(91）（z-α）13.2核心轻骨料混凝土纵向抗压强度

轻骨料混凝土在三向应力作用下应力-应变曲线有明显的“应力平台“区，并且在应力平台区轻骨料混凝土的内部结构已遭到大范围破坏因此在实骨料混凝土的极限强度，这样根据普通混凝土建立 际应用中把应力平台流塑段作为多轴压状态下轻的强度准则已不再适用于轻骨料混凝土.

对于薄壁钢管轻骨料混凝土短柱中的核心轻骨料混凝土，无论是A式加载还是B式加载，其都处于轴向压缩和侧向均匀围压的三向受压应力状态， 因此本文采用文[14]从统一强度理论推得的混凝土三向应力状态下的轴向抗压强度计算公式：

式中：k=（1sinp）/（1-sin）为混凝土的内摩

(9)

（10)

(11)

（12a)

）(12b)

(13)

(14)

擦角的取值在1.0-7.0之间，具体值由试验确定：f.为三向应力混凝土抗压强度：f.为混凝土圆柱体的单轴抗压强度：o：为核心轻骨料混凝土所受的侧向约束应力即为p-

由于钢管混凝土外径大小的差异对核心混凝土的抗压强度进行修正，引入混凝土强度折减系数

因此核心轻骨料混凝土的纵向抗压强度为：

式中f.为Φ15cmx30cm圆柱体的单轴抗压强度.

3.3薄壁钢管轻骨料混凝土短柱轴压承载力统一解

薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱的极限承载力由薄壁钢管的承载力和核心轻骨料混凝土的承载力共同组成即：

壁钢管的横截面面积；A.为核心轻骨料混凝土的横 式中：N为薄壁钢管轻骨料混凝土承载力；A.为薄截面面积.

（1）对于A式加载

载方式时薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱的极限承 将式（12）（16）代入式（17）并化简得A式加载力统一解为：

N. 1b

（2）对于B式加载

化简得B式加载方式时薄壁钢管轻骨料混凝土轴 压短柱的极限承载力统一解为：

由式（18）（19）可知N，是关于参数α的线性

(15)

(16)

(17)

-）（18a)

）(18b)

A.（19)

文[5].[6]试验结果与本文式（21）计算结果比较（B式加载）

试件编号 H165-2-A D/mm 165. 2 1/ms 2. 69 61.4 D/ f /MPa 16.7 /MPa 299 y. a /AN 864. 4 NNN/N 849 1. 018 1 音注H165-2-B 165. 4 2 47 67.0 16.7 299 0. 942 5 0. 942 4 0. 983 4 0. 984 8 825. 8 880 0. 938 459H H165-2-C 165. 0 165. 0 2.57 2. 40 64.2 68.8 16.7 39.3 299 299 0. 942 7 0. 942 7 0. 984 2 0. 985 2 1 256. 6 841.2 1 175 933 0.901 6 690°1 文[5]H165-4-C H165-4-B 165. 7 165. 0 2. 44 2. 40 67.9 68.8 39.3 39.3 299 299 0. 942 2 0. 942 7 0. 985 1 0. 985 2 1 272. 0 1 256. 6 1059 1 215 1. 201 2 1.034 2H165-2-A 165. 0 2.50 66.0 25.6 298. 5 0.942 7 0. 984 6 1 003. 0 998. 1 1. 004 9H165-2-C H165-2-B* 165.0 165. 0 2.50 2. 50 66.0 66. 0 25.6 25.6 298.5 298. 5 0. 942 7 0. 942 7 0. 984 6 0. 984 6 1003. 0 1 003. 0 1 037. 1 986.7 0.9671 1.016 5 文[6]X 0.081 0 1.016 8F'

[6]试验结果的比较如表2所示.

从表1和表2的对比分析可知表1中理论计算值与试验值的比值N_、/N在0.8292-1.1091之间，平均值为0.9831，均方差为0.0710.表2中理论计算值与试验值的比值N/N在0.9016-1.2012之间，平均值为1.0168，均方差为0.0810 由此可见本文基于统一强度理论推导的薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱承载力计算式（式（20）和（21））所得的结果与试验值吻合良好，说明将统一强度理论运用于薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱承大值时=22：/（D-21） 载力计算是可行的，当式（20）的计算结果达到最 1<1再一次证明钢管混凝土短柱达到极限状态时，钢管的环向拉应力没有达到钢材的屈服极限-另外由表1和表2中a的 取值可知B式加载中a的取值较大，表明B式加载的试件其钢管的环向拉应力较大，对核心混凝土的约束作用较强，主要原因是B式加载中钢管不直接承受荷载，它对核心混凝土的约束作用较强，而 试件承载力的提高主要依靠钢管对核心混凝土的约束作用使核心混凝土处于三向应力状态从而具有较高的纵向抗压强度. 图2α β.和D/r的关系 时参数β.随着参数α，的增大而减小即当薄壁钢管的环向拉应力增大时其纵向压应力将减小. 4.2套指标的影响 为了分析方便，定义薄壁钢管轻骨料混凝土短柱的承载力提高系数为： (23) 式中：N，为本文式（20）的计算值；N.定义为试件名义轴压强度承载力N.=A.o.Af.其中A 分别为钢管的横截面面积和屈服强度；A.f.分别为核心混凝土的横截面面积和抗压强度 套指标=（a A.）/f.A.）（则对于薄壁钢管轻骨料混凝土轴压短柱试验数据可绘出S/关系，如图3所示.由图3可以看出对于薄壁钢管轻骨料混凝土短柱套箍指标越大，承载力提高系数越高- 4 参数分析 4.1参数αβ.与径厚比D/的关系 当α=1b=1时，由式（5）和（9）得双剪应力屈服准则时的公式为： ( 22) 所示.由图2可知，当参数β.一定时，参数α，随着径厚比D/的增大而增大，且增大的幅度越来越小：当参数α一定时，参数β.随着径厚比D/的增大而增大且增大的幅度越来越小；当径厚比D/一定 则由式（22)得α β.和D/r之间的关系如图2 图3S/-的关系

[编者按]Arup（奥雅纳）是全球众多知名项目的核心创意力量，业务横跨各个领域和不同行业.在35个国家设立了90多家分支机构拥有通10000名规划、设计、工程和咨询专业人员.

构Arup参与了许多最具标志性的建筑，包括北京奥运场馆、上海世博会展馆、广州塔深圳京基100、香港昂船洲大桥、环球贸 Arup在中国已有30多年的发展历史在香港、深圳、上海、北京、澳门、广州、武汉、天津、重庆和台北等地都设有分支机易中心以及台北艺术中心等，近年来更积极参与营建跨境基建项目促进区域经济的融合与发展，这些大型项目包括落马洲河套地区发展残划及工程研究、港珠澳大桥以及广深港高速铁路香港段等.

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八柱巨型结构在广州东塔超限设计中的工程应用

赵宏，雷强，侯胜利，林海

（奥雅纳工程咨询（上海）有限公司深圳分公司，深圳518048）

项目青景、结构体系及关键构件设计等方面介绍了基于性能化抗震（风）设计的原则：从结构概念出发深入研究结 [摘要]广州东塔采用了带伸臂桁架的巨型框架-核心筒体系其中巨型框架由8根巨柱和6道环桁架组成从构在地震（风）作用下的响应并针对巨型柱、（80高强混凝土和内嵌双层钢板混凝土组合剪力墙等关键设计提出建议.

[关键词]巨型框架-核心筒结构：伸臂桁架：矩形钢管混凝土柱：内嵌双层钢板混凝土组合剪力境：C80高强混 凝土

中图分类号：TU973文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)10-0001-06

Engineering application of 8 columns mega frame-core wall system in Guangzhou East Tower

Zhao Hong Lei Qiang Hou Shengli Lin Hai

( Arup Isternational Consultants ( Shanghai Co. Lidl. Shenzhen Branch Shenzhen 518048 China)

Abstract: Guangzhe East Toer adopted mega framecre wall with outrigges as its main stnueture system. The extemalframe is prised of 8 mega columns and 6 belt tnuses. The principles fr seismic and wind designs on the basis ofperfomaee were revealed in aspects of the pjeet background the stucture system and the key elemen design. Theproided fr designf tb key stute elmet ch as mea colms C8 high stngth cerete an conte wallsih strueture performances under earthquake ( wind) were analyzed based on the structural conepts. Valuable advices wereembedded dual steel plates.

Keywerds: mega fae-ore wall stetue: outriger; conrete-filed rectangular stel tube colm cnerete walls with embedded dual steel plates; C80 high strength concrete

0引言

向力.

巨型结构最显著的优点是可以满足楼面视野或新的结构形式.主要框架和普通（次）框架结构大开洞等建筑功能的要求，可按需要设置大空间的的截面几何尺度、面积、惯性矩不是同一数量级：巨无柱中庭、展览厅和多功能厅等，如日本的NEC大柱通常由电（楼）梯井或大截面柱组成，巨型梁一般楼是典型的巨型框架结构》.广州东塔位于风景结合建筑功能每隔十几个楼层设置一道，梁高一般独特的珠江北岸要求办公楼层需要有良好的视野， 巨柱与密柱外框视野差异如图1所示.

巨型框架结构是20世纪60年代末兴起的一种占一个或者几个楼层高，主框架承受了主要的荷载次框架仅起到辅助作用以及地震作用下的耗能作用：竖向受力时次框架将所受竖向力传到主框架梁最后通过主框架柱将所受竖向力传到地基-水平力方面抗侧刚度大的主框架承担了大部分的侧

为进一步提高结构的抗侧刚度近年来在巨型框架的基础上又演绎出新的结构体系一-带伸臂加

根据项目情况和国家现行规范，分析和设计采用的主要参数如下：建筑结构安全等级为一级结构重要性系数为1.1，工程设计基准期为50年，设计使用年限为50年混凝土耐久性年限为100年，建 筑结构抗震设防类别为重点设防类抗震设防烈度为7度（0.1g），地震分组为第一组，抗震措施按8度考虑，小震时阻尼比按3.5%，大震时按5%计，舒适度分析时按1%计，基本风压计算结构变形采 用0.5kPa（50年重现期），计算承载力按0.6kPa（100年重现期）计算舒适度时按0.3kPa（10年重现期）.由于结构超高，风荷载及响应最终由风洞试验结果确定.

图1巨柱与密柱外框视野差异

强层的巨型框架核心筒结构，在地震和强风区的台北101大厦就是采用这种体系，但其核心筒是钢449m.上海金茂大厦亦采用了该种结构体系，但其 支撑内筒，并在顶部采用了TMD，其结构高度为结构高度不超过400m.而广州东塔项目则是该体系国内地震区结构高度超过500m的超限高层设计中的首创无论从巨柱数量和位置，还是从巨型梁、伸臂桁架的数量及设置上都充分考虑了建筑功能 需要及巨型结构本身的要求.

地复杂程度等级均为一级，拟建场地地貌单元属珠 本工程地基复杂程度等级为一级，重要性和场江三角洲冲积平原场地土类型为中软土场地类别为Ⅱ类本场地为建筑抗震设计不利地段，但场地属于基本稳定区适宜建筑

2结构体系

2.1结构体系选取

在广州东塔方案设计阶段，对多种结构方案进行研究主要包括筒中筒、巨型桁架-核心筒结构、带构，见图3.针对每种方案，分别给出相对总造价、 伸臂的巨型框架核心筒结构和带伸臂的筒中筒结施工难度等方面的对比以便于业主做出选择各结构方案的指标对比见表1.虽然带伸臂巨型框架一核心筒结构具有最高的造价和较大的施工难度，但由于其具备最大的楼层平面开放度、最高的空间利 用效率、最灵活的幕墙设计和最好的景观可视性从而最终赢得了业主和建筑师的青昧.

1 工程概况

广州东塔位于珠江新城CBD中心地段（图2），城市中轴线两侧南面隔江对望新建的广州新电视 与对面已经封顶的西塔一起形成双塔，分别位于新塔北面为天河体育中心、中信大厦及广州火车东站.项目占地26452m²，地上总建筑面积为404802m²-其中塔楼建筑屋顶标高为530m结构屋面标高为518m地上112层，集办公、服务公寓、酒 店、餐厅于一体：地下5层，包括零售区、停车场、货物起卸区和机电设备用房：裙房地上8层，高50.7m与塔楼间采用防震缝区分为各自独立的抗震单元

本工程建筑方案设计为美国KPF建筑事务所，结构设计由奥雅纳全程参与广州市设计院负责审图及出图工作、

图2东塔（左侧）效果图及总平面图

图3方案设计阶段四种结构体系

桁架充当巨型梁，能有效地提高外框的抗侧刚度，一方面可协调外框架各竖向构件的变形差，使之受力均匀：另一方面还能将次结构上的竖向荷载传递到巨型柱上，保证巨柱在大风或罕遇地震作用下承担 尽量多的竖向力避免受拉破坏：同时还可作为巨型柱的侧向支撑，有效减小计算长度.从结构的周期比和位移比情况来看，环桁架对增加结构抗扭刚度也起到非常大的作用.

2.2结构体系特点

带伸臂桁架的巨型框架-核心筒结构由钢筋混凝土核心筒（内嵌钢板/型钢）、矩形钢管混凝土柱与6道双层空间环桁架组成的巨型框架、连接核心 筒和巨型框架的4道伸臂桁架组成，如图4所示.由于建筑立面收进在酒店区抗侧体系通过环桁架过渡为常规框架-核心筒结构体系-

（双层空间钢桁架）组成.8根巨柱从地下室一直延 巨型框架主要由巨型柱和连接巨型柱的巨型梁伸至办公区顶部（层68）（图5），之后减掉1根，余下7根继续延伸至公寓区顶（层92）.整个巨型框架体系所贯穿的高度超过塔楼总高度的5/6，可保持上下抗侧力体系基本一致的规则布置.巨型柱采 用内灌C80高强混凝土的钢管混凝土柱，可提供巨大的轴向刚度，与多道伸臂桁架共同作用，有效抵抗侧向荷载产生的倾覆力矩.刚度较大的双层空间环

核心筒贯穿整个塔楼结构，是抗侧体系中非常重要的组成部分用于抵抗水平力产生的大部分剪力和接近一半的倾覆力矩-由于本工程高度大、楼层多、结构重量巨大，常用的墙体形式和材料无法满轻结构自重、扩大建筑使用面积、提高墙体承载力和 足建筑功能需要，对基础设计的要求也较高，从减满足抗震性能目标的角度出发在核心筒外墙底部区域采用内嵌双层钢板混凝土组合剪力墙，初步设计阶段采用C60高强混凝土，施工图阶段优化为采用加之混凝土的强度超过了抗震规范的建议 C80高强混凝土鉴于这种墙体形式在国内首次被值委托中国建筑科学研究院专门针对东塔项目进行试验研究试验数据表明，内嵌钢板的混凝土组合剪计方法和构造措施后，具有较好的延性和抗震性 力墙具有较高的抗弯、抗剪承载力在采取适当的设能”，这些措施的采用，有效减小了核心筒外墙厚度在低区仅采用1500mm厚，到高区逐渐减为500mm厚大大增加了楼层使用面积提高了使用率.

好两者的抗侧作用提高结构刚度，伸臂桁架的布置 要有效协调内筒和巨型框架之间的变形，发挥必不可少这也是整个体系是否高效的关键，在方案设计阶段针对其数量、位置和形式进行大量敏感性分析与建筑师充分沟通后决定在第12A6道环桁架处（同时为机电层和避难层）设置4道伸臂 桁架如图6所示每道伸臂桁架跨越2个楼层

图4塔楼结构体系

伸臂桁架及其连接的巨柱、核心筒弯曲刚度极大近乎满足平截面假定侧向荷载产生的转角引起巨柱的拉伸和压缩由于巨柱间力臂较大故而可提 供巨大的抗倾覆力矩，大大减少核心筒承担的倾覆力矩提高了结构的整体抗倾覆稳定性-

为减轻自重和加快施工速度，楼面采用130mm厚组合楼板.典型外框梁高900mm，内框梁高500mm.

3结构弹性分析

塔楼弹性分析采用ETABS软件，结构动力特性见表2，由表可见扭转周期与平动周期的比值在规范允许范围内：竖向主振型不在加速度反应谱

图5办公楼标准层平面图

架的作用令核心简的弯矩转移至巨型外框架，按照抗震审查的要求，采用双层环桁架等措施增强巨型外框以保证其具有足够的承载力和抗侧刚度，实现 多道防线的设计理念，大震弹塑性分析表明，除第一道防线的耗能连梁破坏较多外核心筒仅局部进入混凝土峰值压应变区，第二道防线的外框梁和环桁架则部分进入塑性，伸臂桁架和外框柱基本处于不屈服状态.

塔楼弹性分析结果表明结构总体刚度适宜变形、风振舒适度、剪重比等可满足相关规范和抗震审查专家的要求：结构在侧向力作用下内力分布明晰，符合工程经验及设计理念.

4 构件设计关键问题

4.1主要构件抗震性能目标

图6伸肾桁架示意

超高层建筑应综合考虑抗震超限复杂程度、业主及专家意见，在经济性和安全性平衡的基础上采结构设计-表5为广州东塔整体抗震性能目标和主 用不低于传统三水准的性能目标，并进行定量化的要构件的性能要求.

平台内，风及地震总作用力和侧向力下的层间位移角见表3A.同时采用MIDAS建立模型来检验分 析结果验证结果表明各项分析指标基本一致.

ETABS(考虑 P-效应） MIDAS报型 周期 质量参与系数/% 周期/s 音注第1阶8.08 0.8 X 57.9 Y 0.0 R 0.15 8.36 Y向平动第2阶7.91 56.7 0.2 0.8 0.0 0.0 0.0 0. 11 73.0 3.95 8.15 x向平动 扭转第18附0.59 0.0 0.0 60. 1 0.0 0.69 2.向动

风及地震总作用力 表3计算软件 ETABS YIDAS小蛋 基在总前力 9ZEL 肉y向 69 470 7021772736 45° 135° 68 815 68 345 1肉1肉风莫 作用 基底点覆力矩/m 基在总前力 70 575 16 978 351 16 770 16919 17 090 1 279 13 505 66 987 79 115（100年）基压点燥覆力E/WEV 22 466 28 326 21324 26 568

层间位移角 表4计算软件 ETABS MIDAS50年 最大层间位移角 X向 1/719 X向Y向 1/769风荷载 小震 最大层间位移角 所在楼层 00 1/1 层110 86/1 1/1 056 星108 1/977作用 所在楼层 星111 星111 星106 星106规范限值 1/500 1/500 1/500 1/500

图7层间位移角

层间位移沿楼层分布如图7所示由图可见侧向力作用下的层间位移角可以满足规范限值要求， 不是控制结构抗侧刚度的主要指标.

风洞100年Y向风作用下内外筒的倾覆弯矩和剪力分配情况如图89所示，巨型框架外筒承担大部分的倾覆弯矩和小部分的剪力这是由于伸臂桁

图9内外筒剪力分配

图8内外简顿覆力矩分配

广州东塔主要抗震性能目标 表5层间位移角 抗震烈度 小震中霞 6/500 大震底部加强区、加强层形成童性较. A/100核心压 简，拉弯 弹性弹性 破坏程度轻微，可人住即0<10；巨柱 其他层形成塑性校破坏程度可修 复并保证生命安全即θ<LS构 业件 性 不 环，允许屈服/届由，出现弹塑性 最不利工况下不引起剪力墙破能 钟臂析 弹性 壶形破坏程度可修复并保证生形成塑性较，破环程度轻微，可 命安全即<LS环桁架 入性即<10节点 不先于构件破坏 注：1）为构件杆端量性转角值，为杆件轴向童性拉压应壶值：2）参考ATC40和FEMA356给出的性能化水平评价标准，如最大可接受状态（CP限值）生命安全限值（LS值）以及结构正常运行限 值（ID值）等 4.2巨型钢管混凝土柱 初步设计阶段，结合了抗震审查专家对于巨型外框刚度要求对巨型钢管混凝土（CFT）柱和巨型型钢混凝土（SRC）巨柱方案在刚度、用钢量、施工等的应用已较为成熟，巨型CFT柱可采用内灌C80或 方面进行了综合比较：考虑到广东地区高强混凝土C90混凝土形成巨大的轴向刚度来抵抗倾覆力矩产生的拉压力，同时CFT柱整体性好，相同含钢率的前提下其抗弯抗剪承载力较SRC柱更高；也方便与环桁架、伸臂桁架、外框梁及楼面钢梁的连接， 施工速度更快. 图10低区典型巨型CFT柱截面 图10为典型低区巨型钢管混凝土柱的截面构造图11为实际施工时的巨型CFT柱，巨型柱在底部最大轮廊尺寸为3500mm×5600mm，整体采用分腔组合的形式并在钢管壁上设置栓钉和竖向、水 平加劲板竖向加劲板间距较大时采用对拉筋增加整体性.低区巨型CFT柱受力巨大因此除了采用普通钢管混凝土柱加劲钢管内灌混凝土之外还在腔内配置了一定数量的钢筋，配置钢筋的目的：1） 提高CFT柱的整体刚度；2）改善钢管腔内混凝土的延性；3）控制腔内素混凝土的收缩和徐变；4）提高CFT柱的防火性能.巨柱在高区截面减为800mm×1 500mm. 图11拖工中的巨型CFT 柱 巨柱而言较小因此巨柱的计算长度系数需要进行 专门的分析和考虑；3）构件的横截面压弯承载力，除了满足规范的设计要求外，尚应采用专门的截面分析程序进行计算设计；4）复杂节点的设计和非线性有限元分析. 4.3双层钢板剪力墙 初步设计时广州东塔核心筒混凝土下部区域采用C60，上部区域采用C50，为了保证刚度和延性需求减小核心筒墙厚度，在塔楼地下室-地上层32的核心筒外墙采用了双层组合钢板剪力墙构件（图1213）核心筒内墙则采用型钢混凝土剪力墙. 钢板剪力墙的钢板厚度主要由重力荷载设计值的轴压比限值、大震不屈服剪压比设计要求以及整体结构的侧向刚度需求控制并满足高规对钢板混凝土剪力墙最小和最大钢板厚等构造要求. 要求外在结构设计方面的关键内容包括：1）考虑 巨型CFT柱除了满足相关规范的构造和抗震到巨型CFT柱的重要作用，其抗震性能要求达到中震弹性大震不屈服的水平；2）由于巨型框架每道环桁架层之间距离较大，而每层的外环梁刚度相对

SATWE软件计算剪力墙结构中不同长厚比墙肢的设计

刘惠振陈介厚张宇红

（香港何显毅建筑工程师楼（中国）有限公司深圳518001）

[提要]短肢剪力墙中长厚比小于等于5的墙肢设计是高层住宅设计中经常遇到的问题.从墙体受力特征、SATWE软件的计算结果的角度，阐述了软件中墙肢受压区端部钢筋合力点到受压区边缘的距离ar的取值应该因墙肢长厚比的不同而不同，以及用软件中的相关工具箱进行补充计算的可行性，分析了计算程序中墙体 竖向分布钢筋配筋率对墙端范围内钢筋面积的影响.最后给出了参数的建议取值.

[关键词]短肢剪力墙参数a配筋率长厚比

Chen Jielou Zhang Yuhong( Hb & Partners Architects & Engineers (China) Ltd. Shenzhen 518001 China)

widely used. Based on the bearing chracters and calculation reslts of SATWE sofware the viewpoint tha the factor aα Abstract : In the biglrrise shearwall structure the short branch wall that the ratio of length to thickness is less than 5 isshould be wrified with the dfferen ratios of length to thickness of walls and the feasibility of omplement calculation usingthe end of the wall branch is discussed. The value of factor ar is suggested. relative oolbox in the sfiware is aalyzed. The effect of reinforcement ratio of vertical disribution bars on the anumt of bar in

Key words :short branch shearwall facor ae ;reinforcement ratio ;ration of length to thickness; SATWE software

1问题的提出

2.2墙长与墙厚之比等于3

在实际工程中，为了使某一方向的墙肢受力合理，(JG3一2002）的指导下，全国各地兴建了许多短肢剪力应使之在平面外有翼缘.按照高规的要求，结合建筑度等于3倍墙厚的墙而言，此种算法会导致墙肢一端阴影区钢筋面积出现异常.如位于7度抗震设防区的某剪力墙结构住宅，地下1层，地上18层，建筑高度为57.2m，剪力墙抗震等级为三级，建筑平面沿数字轴线方向完全对称.

近年来，在《高层建筑混凝土结构技术规程》宅.但是，短肢墙特别是长度小于等于5倍墙厚的墙配筋方式以柱的配筋公式进行计算.但这种长度的墙肢的抗震性能从受力特性到构件的安全储备有别于长是规范要求的按墙公式与柱公式计算的临界点.按理度大于8倍墙厚的普通剪力墙的性能.因此，设计中说，ar应取为40mm.但在设计中发现，SATWE程序对至关重要的是把握二阶段三水准”的设计原则.针对ac值有时取为40mm.有时取为1倍墙厚，对于墙肢长个性工程、个性问题，采取符合概念的设计手法.

2不同墙长与墙厚比的设计处理

2.1墙长与墙厚之比小于3

按照规范的要求，在SATWE程序中，这种墙采 用对称配筋，敢受压区端部钢筋合力点到受压区边缘的距离ae=40mm，按柱公式进行计算.此时， 墙肢端部往往容易出现计算配筋，设计人员可以将纵筋的计算结果A值分别配于墙肢两端部，两端 部中间配置构造纵筋（图

如图2所示，建筑北侧划圈处窗间墙尺寸均为200600×3000.在层18处，该墙肢阴影区钢筋面积分别为：左侧28cn²，右侧7cm²（见图2），二者竞是四倍关系.针对这种配筋异常情况，查询了两墙肢的设计内 力，没有发现大的差别，而后又进一步查询了墙肢配筋计算文件，发现左侧墙肢aar值程序取为200mm，即1倍墙厚作为端部受压区，钢筋合力点到受压区边缘的距离，而右侧墙肢aa值程序取为40mm.也就是说，左 侧墙肢是按墙的公式计算的，右侧墙肢是按柱公式计

图1长厚比小于3的墙肤配筋大样

1）.链筋可根据该墙肢的轴压比，参考提高一级抗震算的.这显然与按柱处理的规范要求不符.等级的框架柱的要求确定入、及计算值A进行配置.

针对这一情况，采取了如下措施：在PMCAD中，将

图2结构层18墙胰配筋

200×600长度的墙肢尺寸改为200×590.即墙长与墙厚之比小于3.经过电算分析，发现两端墙肢内力与200×600墙肢相比基本没有变化，墙肢一端阴影区钢理，满足规范要求. 筋面积均为8cm²，aa值均取为40mm，整个计算协调合

综上所述，对于规范所要求的界限，如何在程序中准确实现，设计中应持慎重态度，必要时应查询构件的使计算合理、设计可靠. 内力及配筋计算文件，进行分析处理.只有这样，才能

2.3墙肢长厚比大于3小于等于5

实际工程中形成了大量墙长与墙厚之比大于3而倍墙厚的短肢墙抗震能力更弱，如何正确理解电算程 又小于等于5的墙肢.由于这种墙肢较长度为5-8序的结果，根据规范的要求去进行设计，是摆在设计人员面前的客观问题.

取其最小构造配筋面积与计算配筋面积的较大者，而 在SATWE程序中.阴影区主筋的实际配筋面积是剪力墙的计算配筋都是针对一个个直线墙段进行的.按照规范的要求，当墙肢位于一、二级抗震设计的非加强区部位.三、四级抗震设计及非抗震设计的情况下， 均应在墙肢端部设置构造边缘构造，而一字型墙的构造边缘构件长度为≥h及400mm两者中的大者.对于一般剪力墙结构的住宅，当层数≤30时，墙厚基本都应为200-300mm.因此，构造边缘构件的阴影区长度应为400mm.如果在阴影区内均匀布筋，应该取ar =200mm进行端部受压区钢筋的计算.但对于aa的取值，在SATWE程序中取为一个墙厚，当墙厚>200mm时，虽然程序取值与按规范理解的取值相差仅几cm.但对于长度为3-5倍墙厚的墙肢，其端部阴影区钢筋 面积也会有相当大的差别，有时会使边缘构件的配筋从计算值回归到构造值.

从墙肢的受力特性分析，这种墙肢规范虽然定义为短肢墙，但从力学特性上说，其具有柱的特性.如果 把aa取为40-100mm，A.则会大幅度减小，甚至是构造配筋.如某7度抗震设防区的剪力墙结构住宅，地下1层，地上25层，建筑高度为70m，剪力墙抗震等级

例，该墙肢是由地震组合下的内力控制墙肢阴影区纵 为三级.选取层7的角部240×800×2800的墙肢为筋面积的.在纵筋配筋率P=0.25%和ac取值不同的情况下，其内力及按墙、柱计算的墙肢配筋值见表1.

不同aa取值时的墙肢按墙、柱公式计算表1

a值(n) 240 200 100 40 40 40计算程序及 SATWE计算 技口补充按G补充接补班按边柱技角柱期影区 方法 354 计算 384 计算 384 计算 384 计算计算 1344 1 728A（²）)期 线脑面机 2 137 1 453 546 355 477.1 477. 1

注：计算条件为内力：M=-297Nm，N=-542xN，抗震等级3级，C30混凝土.钢筋：HRB335.

如果按表1列①的结果配置构造边缘构件的钢 筋，必将导致构造边缘构.件的纵筋直径很大，配筋率很高.表1列②虽然按剪力墙的公式进行了正确 计算，却又没有充分重视这种墙肢的力学特性.通过对表1结果的综合分析认为，对这种墙肢从理论

图3境肢实际配筋

上既要承认其有剪力墙的力学特性，又要充分重视墙肢过短时所体现出的柱的受力特性.所以，应按图3所示的方法配置构造边缘构件，此时，纵筋配筋率P= 1. 05 %.

2.4改变纵向分布筋对边缘构件纵筋面积的影响

讨论分布筋配筋率对长厚比在3-5之间的墙胶的边缘构件纵筋面积的影响.

肢，其长度与厚度之比为3.33.程序中aa取为 如表2所示的某实际工程中的一个240×800的墙240mm，随着P的增大，单侧阴影区计算配筋面积A由21.37cm²增长到25.78cm².依据规范，从原理上对其进行了初步分析.

以矩形截面墙体、地震作用组合时公式为例：

YReN≤A'f -AO-N N (1)YREN(eo h -h/2)≤A f (ho -d) -M M

当x≤Eh时：

x显

(2)

(3)

(4)

(5)

时，a=200mm. 于5而≤8时，取aa=200mm：当墙长与墙厚之比>8

竖向配筋率变化的某墙肢边缘构件计算结果表2

ae p 截面相对受压 单侧计算配筋/序号 (mmm) (%) 区高度 构造配筋（m）③ 240 240 0.25 0.50 80 0. 308 2 137/384 2 284/384③ 240 240 1.00 0.75 0.333 0.353 2 431/384 2 578/384100 100 0.25 0.50 0 222 0. 246 546/384 388/384100 001 0.75 1.00 990 80 8/1Z 73/384

（2）在目录程序的条件下，建议当墙的长厚比大于3而小于等于5时，应按柱的计算公式进行复核，取其荷载不利组合且符合概念的情况.

（3）按以上方法处理后，会使剪力墙翼墙、转角墙处的交叉点计算配筋量有所降低，更趋于合理.

（4）对约束边缘构件，建议采用相同的思路去处理aa取值.

注：1）墙胶截面尺寸为240×800×2800:2）境技混凝土强度等级为C30，钢筋为 HRB335.抗震等级为三级：3）内力均为M=-297Km N = - 542kN.大偏压 F =0.55.

综上所述，在剪力墙结构中，文中所述墙肢从概念理解、程序计算分析到施工图设计都有值得斟酌的地方，不应机械地理解规范、教条地使用电算结果.

(6)

步考文献

(7)

[1]高层建筑混凝土结构技术规程（1G3-2002）[S]北京：中国建筑[2]建筑抗震设计规范（（CB50011-2001）[S].北京：中国建筑工业出 工业出版社.2002.[3]中国建筑科学研究院PKM系列S3.SATWE用户手册及技术条 版社2001.件[4]高层建筑混凝土结构技术规程（G3-2002）宣贯教材[5]包世华，新编高层建筑结构[M]北京：中国水利水电出版社， 2001.[6]混凝土结构设计规范（GB50010-2002）[S].北京：中国建筑工业 出版社2002.17]中国建筑科学研究院PKPM程序：2003年七月网络版[]陈货林，李云责，魏文部，多层及高层结构CAD软件高级应用 [M].北京：中国建筑工业出版社，2004.

(8）

可以看出，当墙肢为小偏心受压时，剪力墙墙体竖向分布钢筋位于墙体受压区，不考虑其参与墙体工作.体竖向分布钢筋参与工作.但是，当墙胶过短时（h 当墙肢为大偏心受压时，位于墙体受拉区的剪力墙墙-1.5x)范围内扣除墙体受拉区的边缘构件长度后已无位置去配墙体竖向分布钢筋，此时，墙体竖向分布钢用.另外.对于大偏心受压情况，受压区高度x22ad. 筋配筋率的变化对墙肢边缘构件计算配筋应不起作在算例中 aα = 240mm 则x= 480mm=480/（800 -240)=0.857>.=0.55，结果与电算结论不符.再看公式=x/be =（NAsfm） ha/(afcbho 1.5Af），当A不起作用时.E=x/h=N/afbh，与p不发生关系.在表2中在①-④ 时由0.278变到0.353，在-③时由0.222变到0.283，与公式推导又有矛盾之处.

第七届中日建筑结构技术交流会通知

部有关领导的关心支持下，迄今双方已有约1700人次专家学者参加 遵赠交流、友谊、发展”的宗旨，自1993年至今十余年，在建设了分别在北京、重庆、上海、深圳、大连、西安、杭州及东京召开的八次 交流活动.这些交流活动为中日专家学者提供了切碰技艺、相互了解、加强友谊的桥梁，对提高两国建筑结构技术水平起了积极的促进 作用.经中日双方商定，第七届中日建筑结构技术交流大会定于2006年10月24日至27日在中国重庆市重庆大学举行，本届交流高层、大跨空间与基础工程设计的新体系、新技术、新材料的应用及 会的主要内容为：1.结构与建筑、安全、经济、环境保护的关系：2.超震与震后的诊断、加固和改建工程：4.钢、混减土及各种组合结构构 其施工技术：3.新建及已有建筑物的抗震、防震、减震设计.以及防件的研究应用：5.音国音地区新规范的实施结果分析及改进趋势：6高层、大跨与其它特殊结构等设计及其施工的实例介绍分析：7.世 界重大结构破坏事故分析以及防止突发事故引起连续倒場的设计方针：8.结构工程师的资质与教育.

经过初步分析，在SATWE程序中改变剪力墙的纵向分布筋配筋率后，对墙长与墙厚之比大于3、小于等 于5的墙肢的边缘构件纵筋面积的影响与理论分析对比有不好解释之处.因此，建议相关部门和同仁对这种情况作进一步分析.如aa取为240mm是否合适P的变化应于A中反映出什么样的规律才可接受.

3结论

在不同墙长与墙厚比的情况下，构造边缘构件ar值的程序处理建议及设计建议如下.

交流会将安排大约2/3的时间发表学术报告.1/3的时间专题讨论.中日专家将就预定专题有准备地展开讨论，使双方对相互的学术研究、技术发展有深入的了解，直接沟通双方期待解决的技术难点 及问题.

（1）综合分析以上所述情况，建议在程序中将ar墙厚之比大于3而s5时，aα=40-100mmm（建议取为 值取为：墙长与墙厚之比≤3时，a=40mm：当墙长与100mml，此时改变墙身配筋率所反映的A，值的变化规律在大偏压情况下符合概念：当墙长与墙厚之比大

系（电话：021-09687，电传：021- 58501876mll:chjc vip 中方参会及应征论文者可与中日建筑结构技术交流会秘书处联sina.，联系人：许秀珍、张瑜敏、丁红）.

SATWE程序中不同楼板模型对比和设计建议

火宏冯立平

张敬书周丽武生智

（兰州大学土木工程与力学学院730000）（甘肃建设工程咨询设计有限责任公司兰州730000）

[提要]对一规则平面高层结构采用SATWE程序中不同楼板假定模型进行了结构分析.结果表明，采用刚性 楼板假定时，现浇楼板对梁刚度的增大不宜估计过高.楼板平面有限元分析表明，在楼板配筋时，框架梁处板顶负筋宜适当加大.普通楼面梁处板顶负筋宜适当减小.

[关键词]刚性楼板弹性楼板SATWE

Computing Comparisom and Design Suggestions Using Daferent Hoor Assumptions in SATWE Program/ZhsangJingshu’ Zhou Li' Wu Shengzhi’ Huo Hbng Feng Liping² (1 College of Cvil Enginering and Mechanics Lazou University Lanzhou 730000 China ; 2 Gnsu Architecture Design & Gonsultation Co. Lid. Larzhou 730000 China)

Abstract :A regular plane tall bilding with regular plane is alyed according to the rigid and elastic foor auptions usingSATWE sofiware. The results show tht when the rigid flor assumption is adbpted he contribution of the foor to the beam isnot uitable to be oevalued. Acrding to the plane finite elment aalysis the top rs of the slab n frame beams shoul be increased and those on mon beams should be decreased.

Key words :rnigid floor assumption : elastic floor assumption ; SATWE

引言

随着计算技术的发展，可以采用更加符合实际情况的楼板计算模型.在SATWE软件可供选择的楼板 计算类型中，弹性楼板6采用壳单元可比较真实地计算楼板的面内和面外刚度，最符合楼板的实际情况.但由于采用该假定时，部分竖向荷载直接传递给竖向构件，导致梁弯矩偏小，影响梁配筋的安全储备，因此程序仅推荐用于板柱或板柱-抗震墙结构.而刚性楼 板假定中，由于梁刚度增大系数的不同，计算结果也不同.规程条文说明建议中间梁刚度增大2.0.边梁刚度增大1.5.但由于该系数直接影响梁的配筋，因此在实际工程中，其取值也并不一致.下面对一个高层结 构采用不同的楼板计算模型进行了整体分析，并对楼板进行了平面有限元计算，其结论可供设计参考.

图1平面简图

0.40.框架梁断面均为400×800，普通楼面梁为300× 600，板厚为120mm.

1计算模型

平面为32m×72m的规则矩形（图1）.长宽比为2.25. 某18层钢筋混凝土框架-剪力墙结构高层建筑，柱距均为8m.层高3.6m.总高64.8m.

为对比不同楼板计算模型对结构计算结果的影响.分别采用全楼刚性楼板假定（梁刚度增大系数B分别取2.0，1.8，1.6，1.0）、全楼弹性楼板假定（弹性楼板6.弹性楼板3，弹性膜）计算.

采用SATWE程序进行结构计算.计算振型数为0.20g，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第二组，框架 15个，抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为和剪力墙抗震等级均为一级.周期折减系数为0.75、考虑偶然偏心和双向地震扭转效应.在刚性楼板假定中，中梁刚度增大系数为2.00.梁端弯矩调幅系数为 0.85连梁刚度折减系数为0.55，梁扭矩折减系数为

2计算结果

2.1周期和位移

结构前三振型周期、结构扭转为主的第一自振周

（1）在刚性楼板假定中，由于地震剪力与结构刚度有关，因此B对地震剪力有较大影响，当B由1.0增11.8%，9.4%.但B在1.6-2.0的范围内时，对地震 大到2.0时，地震剪力和剪重比在两方向分别相差剪力和剪重比的影响并不明显.

楼板计算 模型 第一振型第二额型第三振型 周期（s 五 最大层阁位移角 向1-691 1 89 1.4477 0.856 8/1 1/869性8=1.81.7205 模8、=1.9 1.753 6 1-711 9 1. 750 4 1.464 2 1. 482 3 0.851 0. 845 1/825 1/806 1/852 1/835板8=1.0 2.135 8 1.903 3 1. 890 9 1. 884 8 1. 767 8 1. 549 6 0.828 0. 814 1 744 1/740 /3 1/671弹性楼板6 弹性楼板3 1. 874 7 1. 868 1 1. 5374 0. 820 1/751 1/780弹性膜2.1618 1. 920 3 1. 786 9 0.817 1/733 1663

（2）采用刚性楼板假定时、随着B的加大，刚重比加大.就轴压比而言.随B的加大，边柱轴压比增大，中柱的轴压比减小，但总的来看，B对轴压比的影响 相对较小.

期T与平动为主的第一自振周期T之比（即周期比）最大层间位移角见表1.从表1的计算结果可以得出以下结论：

（3）弹性楼板6长方向的地震剪力、剪重比、刚重比和轴压比与B为1.0左右时的刚性楼板假定相当，但短向楼板实际刚度较小，与刚性楼板假定的计算结果有较大差异.

（1）采用刚性楼板假定时，梁刚度增大系数B对结构刚度有较大影响，当B从1.0增大到2.0时，结构刚度有较大的提高，其第一振型平动周期相差12.5%周期比相差5.2%，位移相差13.9%，12.4%，尤其是当B为1.0时，位移角已经大于1/800，不符合 规程要求.但梁刚度增大系数在规程推荐的1.3-2.0的范国内（即表中中梁刚度增大系数B=1.6-2.0.相应边梁刚度增大系数为1.3-1.5）时，其第一振型平动周期相差3.7%，周期比相差1.3%，位移相差3.3%，4.1%，其影响并不明显.

楼板计算地震剪力（N)最小剪重比（%刚重比独压比 主要结构计算指标 表2横型合自白商，肉自中柱边样性8=1.28 357.82 12.3 49 4.71 8.568.100.710.62 4.65 8.22 7.840.72 0.628=102 s52260.20 硬8; =1.627 801. 58 27 680.47 427 4.6) 24.316665009 4.58 7.85 7.540.72 0.61弹性楼板 625 950.63|23 98.31 4.29 3.90 6.71 5.12 0. 73 0.60弹性膜25 96 2823 39.64 233.876.904.990.730.60 弹性楼板 326 165. 8026 254.41 4.33 4.34 6.83 6.65 0.73 0.59

注：中柱为图1中的K，边桂为图1中的KZ2.

（2）采用刚性楼板假定时，随着B的加大，周期比加大，即结构抗扭刚度减小4.这就是说，梁刚度加大可以使结构的侧向刚度加大，但并不能等比例提高结构的抗扭刚度.要有效地提高结构抗扭刚度，应调 整竖向构件的布置或提高竖向构件的刚度.

2.3框架梁配筋

表3为层1框架梁（x方向框架梁为图：中NL.X.y方向框架梁为图1中KLY配筋的计算结果.从表中 可以看出：

（3）在弹性楼板假定中，弹性楼板3假定的刚度较大，而弹性膜假定的刚度较小，弹性楼板6的刚度介于板3假定计算的周期还小于刚性楼板（B=1.0）假定 两者之间，实际计算结果与此完全相符.甚至弹性楼的计算值.

（1）在刚性楼板假定中、随B、的增大，结构刚度增大，从而导致结构承受的地震作用增大，因此配筋相应加大，算例也证明了这一点.但计算也表明，B对配筋影响程度并不一致，其对跨中下部纵筋影响最小，箍 筋次之.对支座上部纵筋影响最大.但当B在1.6-2.0的范围内时.对框架梁配筋影响并不明显.

（4）从结构整体刚度的角度分析.弹性楼板6假定的计算结果相对准确.其计算结果接近于B等于1.0时刚性楼板假定的计算结果，超出了1.6-2.0的 范围，小于规程条文说明中推荐的B为2.0时的结构刚度.而且，弹性楼板6的计算位移角均已经大于1/800，不符合规程要求.尤其是在楼板短向，其位响显著.因此就算例而言，目前采用的B有可能高估 移角由刚性楼板的1/869变到1/670，增大了22.9%影了结构的整体刚度.

（2）根据程序说明），弹性楼板6假定时，有一部分板的荷载直接通过面外刚度传给竖向构件，因此导 致梁配筋偏小但该例中弹性楼板6假定的计算配筋与弹性膜假定及刚性楼板假定时的B为1.6时的计算结果接近，这说明采用弹性楼板6假定时对框架梁配筋的影响并不明显.

2.4楼板配筋

传统的楼板配筋采用PMCAD进行计算，梁均作为板的刚性支承边，不考虑梁刚度对板的影响，板按照弹性薄板小挠度理论的假定进行计算.其他楼板配筋采 用复杂楼板有限元分析与设计软件SLABCAD进行

2.2地震设计参数

轴压比见表2.从表中可以看出： 结构底层的地震剪力、楼层最小剪重比、刚重比及

层1框架梁配筋（cm²） 表3

楼板计算模型 方向框聚烫配施 加密区 方向框架梁配筋 加密区支座 纵筋 跨中 纵筋 瓣筋 纵筋 支座 跨中 级筋 摊筋性 B=2.0 B=1.8 37 39 22 22 1.2 1.0 29 30 14 15 0.8 0.8模 B=1.6 36 30 22 22 1.0 0.9 27 23 13 13 0.8 0.8弹性楼板6 34 21 1.0 26 13 1.0弹性楼板3 弹性膜 29 35 21 22 0.9 1.1 22 26 13 13 1.0 0.8

计算，楼板计算模型为壳元，考虑竖向荷载和水平荷载.并且考虑结构的整体作用与约束（即采用SATWE分析的内力和位移接力计算）.表4为层1图1中B1板的配筋计算结果.由表可见：

（1）就普通规则楼板而言，不同的楼板假定，采用有限元方法计算的楼板配筋也不同，但数值相差很小，工程中可不考虑.

相比，纵筋差异较大，尤其是短向（即板顶x向）支座纵 （2）采用有限元分析的楼板配筋和传统楼板算法筋相差近1倍.这是因为在楼板有限元分析时，短向板跨刚度较大，而其支承梁的刚度对板刚度的影响也较大所致.图2给出了图1中的B2板在刚性楼板假 定（B=2.0）时的计算结果，从图中可以看出，该板由梁划分为4块，其相邻支承边分别为框架梁和普通的楼面梁.尽管都是支承梁，但由于普通楼面梁刚度较小，框架梁刚度较大，因此采用有限元方法计算的框架 梁处负筋较大，而楼面梁处负筋较小，且差异较大.

图2板有限元计算配筋（cm）

的梁刚度增大系数按刚性楼板假定进行分析.

（2）即使是平面比较规则的矩形结构，考虑楼板面内变形，短方向的刚度和长向的相比，也有较大差异. 而刚性楼板假定无法考虑，宜参考弹性楼板假定的计算结果.而且不同的楼板模型，对楼板刚度的假定不同，计算结果有一定差异，设计时应根据实际情况选择合适的楼板模型进行结构计算，并对结果进行分析，判 断其合理有效后才能用于工程设计.

表4楼板配筋（cm²/m） 板顶纵筋 板底规赔模板计算模型 12.06 向 向 向 向网性 B =1.8 B =2.0 11.97 6 82 6.92 4.62 4.71 3.19 3.17楼板 B=1.6 B=1.0 11.97 11. 97 6.89 6.90 4.71 4.71 3.19 3. 19弹性楼板6 弹性模板3 12.07 6 65 4.65 4.63 2.94弹性膜 12. 03 12. 07 6.68 6.67 4.65 2.93 2.94PMCAD嘉法 6.74 4.52 3.98 3.68

（3）楼板平面有限元分析的结果表明，由于楼面梁刚度的不同，板顶负筋在框架梁处较大，而在普通楼面梁处较小，同传统的计算结果存在较大差异.因此在 楼板配筋中，如采用传统方法计算，可适当减少普通楼面梁处板顶负筋，适当加大框架梁处板顶负筋.

注：板底纵筋为BI板跨中最大配筋，板顶级筋为右侧框架梁处（即板顶：向）及上侧框架梁处（即板顶向）配筋.

（4）除位移比采用刚性楼板假定外，周期比、层的弹性楼板的计算结果. 间位移角、剪重比、刚重比等参数可采用考虑楼板变形

3 结语

的楼面梁刚度可以增大，但增大的幅度有限，目前建议 （1）考虑到现浇楼板作为粱的翼缘，与现浇板相连的梁刚度增大系数有可能偏大.考虑到目前各种弹性楼板算法存在不足，建议采用SATWE程序进行计算时.对于楼面规则的结构可以先按弹性楼板6进行 结构的整体计算，再按整体参数接近的原则选用适当

参考文献

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（下转第45页）

由图可见，当板底弯矩比取α时，长跨弯矩偏小，短跨弯矩偏大，顺着长跨方向的裂缝宽度较大：当要求板的总配筋最少时，可能导致该方向裂缝进一步加大.

跨中弯矩比为：

(5)

由式（5）可以看出，板底弯矩比除了与板的跨度比有关外，还与材料的泊松比有关.

1.3钢筋混凝土板底弯矩比

0.22.代入式（5）可以得到板底弹性弯矩比为： 对于钢筋混凝土板，通常取混凝土的泊松比V=

(6)

以a作为钢筋混凝土板底望性弯矩比，可以保证板底双向裂缝宽度最小.

图1钢筋混凝土板底塑性弯矩比值

4结论

2保证配筋量最少的板底弯矩取值

载力安全. （1）通常情况下，采用塑性设计法可以保证板的承

2.1简支矩形板塑性弯矩

根据塑性铰线理论均布荷载下简支矩形板的板底x，y向单位宽度弯矩为：

（2）当采用塑性绞线法计算板的塑性弯矩时，取板底弯矩比为a=（0.2n²1）/（n²0.2）可以使得板底两个方向裂缝宽度最小.

(7)

(8)

（3）板底弯矩比取a=1/n²可能导致板底长向裂缝宽度较大、配筋较多.

2.2简支矩形板板底配筋及优化

位宽度钢筋面积： 假设板双向抗弯内力臂相等，可以得到x，y向单

（4）板底弯矩比取为a=1/（3n²-2）可以使得板内总配筋最少.

(6)

参考文献

(10)

力臂系数有关. 其中中为钢筋面积系数，与板厚、钢筋强度设计值及内

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由式（9），（10）可以得到板的总配筋量为：

将式（7），（8）代入，可以得到总的配筋量为：

V = A xl Aly 1 = Φ(1 a) ix1ym (11)

(12)

(13)

令式（13）中k=1/n，则有：

(14)

要求总配筋最少的条件是F（a）/a=0，可得下式

(15)

由此有：

(16)

（上接第19页）

即当塑性弯矩比取a时，板底总配筋量最小.

[3]戴国莹，王亚勇，房屋建筑抗震设计[M].北京：中国建筑工业出 版社，2005.[4]徐培福，傅学怡，王翠坤，肖从真，复杂高层建筑结构设计[M] 北京：中国建筑工业出版社，2005.[5]中国建筑科学研究院PMCAD工程部.多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件（SATWE）用户手册及技术条件[M].北京.2005.

对比分析

对于钢筋混凝土矩形板，其板底塑性弯矩比可有 1 0.2n²1三个取值：a= 月 a= n0.2 α; = 3n²-2 ，分别对应于通常取值、抗裂最优取值、配筋最小取值.对于 n=1-2的双向板，不同条件下的弯矩比取值见图1.

JCCAD软件基础地基承载力校核方法

刘民易（中国建筑科学研究院北京100013）

[提要】基础地基承载力的校核是基础设计中经常遇到的问题.根据《建筑地基基础设计规范》和《建筑抗震设计规范》的相关规定，结合具体的工程实例，阐述了手工校核JCCAD软件基础地基承载力计算结果的方法.

[关健词】JCCAD地基承载力校核

Check Method of Foundation Bearing Capaclty Uslng JCCAD/Liu Minyi ( China Academy of Building Research Beijing 100013 Chins)

Abstraet; The check work of foundation bearing capacity is a problem which is usually met in foundation desigm. Ac-cording to the demand of code and bining with a real peoject it is presented that how to check the results calculat- ing by JCCAD.

Keywords;JCCAD; foundation; bearing capseity; check

式中，f为调整后的地基抗震承载力：.为地基抗震承载力调整系数，程序会自动按《抗震规范》表4.2.3范》5.2.4条采用. 查：f.为深宽修正后的地基承载力特征值，按《地基规

0前育

设计人员经常反映JCCAD软件计算修正后的地因是设计人员忽略了地基承载力特征值除了应该按照 基承载力特征值与手算不符，产生这种问题的主要原《建筑地基基础设计规范》进行修正外，当控制工况为地震组合时，还要按《建筑抗震设计规范》进行调整.JCCAD基础地基承载力的校核. 在此，结合具体的工程实例，介绍一下如何正确进行

2工程实例

以上是规范对地基抗震承载力计算的相关规定，下面通过具体的工程实例，介绍软件的实现过程.

2.1独立基础的地基承载力校核

1规范要求

某工程基础平面如图1所示.现要核对2号节点柱的地基承载力，基本操作步骤如下.

地基承载力的计算有很多方法.不同的规范，其计算方法也略有不同.现以《建筑地基基础设计规 范）（CB50007-2002）（简称《地基规范））中的综合法为例，并结合《建筑抗震设计规范）（CB50011-2001）（简称《抗震规范》）的相关要求，介绍一下地基承载力的计算过程.

1.1《地基规范》的要求

根据《地基规范）第5.2.4条的规定：当基础宽度大于3m或埋置深度大于0.5m时，从载荷试验或其它应按下式修正： 原位测试、经验值等方法确定的地基承载力特征值，尚

(1)

f.=fa-ny（b-3)ny (d-0.5)式中，7，n值按《地基规范）表5.2.4采用.

图1独立基础平面图

1.2《抗震规范》的要求

根据《抗震规范》第4.2.2条的规定：天然地基基础抗震验算时，应采用地震作用效应标准组合，且地基抗震承载力应取地基承载力特征值乘以地基抗震承载力调整系数计算.

1.输人基本参数

填写[基础人机交互】一>【参数输人】一>【基本参数】，工程地基承载力特征值f=130kPn；地基承载底以下土的重度y=20kN/m²，基底以上土的加权平 力宽度修正系数n.=0.3；深度修正系数=1.6；基均重度y.=20kN/m，承载力修正用的基础埋置深度d=1.5m；选择的是GB50007-2002综合法，见图2.

根据《抗震规范》第4.2.3条的规定：地基承载力应按下式计算：

(2)

8-54

2.承载力计算

（1)JCCAD软件计算结果

打开JCO.OUT文件，节点号=2的计算结果如下：LeedM， NPPf.s 节点号=2 C30.0 /（kPa) =130.0 （=) = 1.50 P = 30.0 kPsJ =210MPs 447-42.63-176.19 101 4.52 213.68 96.58178.2028362836

（2）手工计算结果

将上述参数代人到《地基规范》公式5.2.4，得

= 130 0 1.6 ×20 × (1.5 -0.5) = 162 kPs与程序中的计算结果f.=178.2kPa不符.

（3）查找荷载工况

从上述JCCAD软件的计算结果可知，该柱下独基的荷载组合号Load=447.首先应查明第447组合工况具体是什么组合.为此返回到【基础人机交互】中，点开【荷载输人】下的【当前组合】项.

第447号工况，是SATWE标准组合：1.0（恒0.5活） 如图3所示，程序会弹出荷载组合类型菜单，找到-0.2×1.0风，-1.0地，0.38竖地，该组合工况是地震组合的，因此在按《地基规范》5.2.3进行深宽修正后，还应该按《抗震规范）4.2.3进行地基抗震修正.

（4）按《抗震规范》进行地基抗震修正

查《抗震规范》表4.2.3：100kPa≤f【参数输入1->基承载力宽度修正系数n.=0；深度修正系数n=4.4（持力层为碎石土），基底以下土的重度y=10kN/m”，基底以上土的加权平均重度y.=19.5kN/m，承载力修正用的基础理置深度d=2m：室外自然地坪标高为 -0.3m，选择的是GB50007-2002综合法，见图5.6.

2.承载力计算

（1）手工计算结果

（2）程序的计算结果

取板【重心校核】下的【选荷载组】后，弹出【荷载组 按照以下步骤查出程序的结果：在人机交互中点合类型】菜单，见图7.

选取“368：SATWE标准组合：1.0恒1.0活”，再点取【重心校核】.程序会输出计算结果：总竖向荷载

图7荷载合类型

基础理置深度自室外地面标高算起.JCCAD软件在计算修正后的地基承载力时未采用【基本参数】中输人 的“承载力修正用的基础埋置深度d值”，而是采用“筏板底标高”与”室外自然地坪标高”二者的差值来计算公式中的d值.

图5计算方的选择与地基承载力参数的输人

高为-0.3=，筏板底标高为-6.3m，d值应是6.00m， 该工程在【基本参数】中输人的室外自然地坪标代人《地基规范》公式5.2.4，得：

= 260 0 4.4 ×19.5 × (6. 00 - 0.5) = 732 kPa与程序中的计算结果f.=732kPa相符.

（4）按《抗震规范）进行地基抗震修正

如果要考虑地震组合时的抗震修正，与独立基础一样在按《地基规范》5.2.3进行深宽修正后，还应该按《抗震规范）4.2.3进行地基抗震修正.

查《抗震规范）表4.2.3，得：中密、稍密的碎石土，中密和稍密的砾、粗、中砂，密实和中密的细、粉砂，150≤f<300的粘性土和粉土，坚硬黄土，E.取1.3，则 程序考虑地震组合后的结果：总竖向荷载（含基础自重）作用点坐标（37813，17643），第1夜板板底平均反力（含基础自重）：396kPa，筏板形心坐标 （37379，17107），第1块板地基设计承载力：951kPa.与手核结果是相同的. 图6基础设计参数的输人 （含基础自重）作用点坐标（37203，17585），第1筏板 板底平均反力（含基础自重）：423kPa，筏板形心坐标（37379，17107），第1块板地基设计承载力：732kPa. 需要指出的是，如果设计者实际上是想将基础承载力只修正2m，应该人为地将“筏板底标高”输人为 -2.3m，或将“室外自然地坪标高”输人-4.3m即可. 程序中的计算结果f.=732kPa，与手核的计算结果f.=388.7kPa不符.在此，对产生这种差异的主要 原因做如下介绍. 结语 （3）程序的处理 以上详细介绍了如何手工校核JCCAD软件的地基承载力，不足之处还望批评指正. 《地基规范》在公式5.2.4关于基础埋置深度d的解释中提到：当有地下室，如采用箱形基础和筏基时，

《健筑抗震设计规范》在多高层钢结构房屋 抗侧力构件连接计算规定中隐存的安全问题

刘其祥，陈青来”，陈幼

（1中国建筑标准设计研究院，北京100044;2山东大学，济南250061）

[摘要]新领布的（建筑抗震设计规范）（GB50011-2010）在多高层钢结构房屋抗侧力构件连接计算规定中隐存0.90降成了与梁的相同的0.75使原要求的强连接降成了二者之间并无强弱关系的“等强连接”：2)在8.2.8- 的安全问题有：1）在表5.4.2的新规定中，把2001版抗震规范强制性条文中焊缝的承载力抗震调整系数由条中虽有弹性阶段“钢结构抗侧力构件连接的承载力设计值不应小于相连构件的承载力设计值：高强度螺栓连接不得滑移“的规定，但在不同连接抗力条件下如何计算？并没有给出计算公式，而把连接计算全都放在了8.2.8-3 ~5条用极限承载力验算的方法上.经对该法的深入分析和验证其结果却又不能满足8.2.84条连接抗力的必要条件使规范中的极限承载力验算方法在抗侧力构件连接计算式中井不起控制作用，从而失去了它的验算价值，使“强连接弱构件“的基本原则在计算中井没有得到实施.

[关键词]钢结构：弱连接：等强连接：强连接：弱构件：强屈比：极限承载力

中图分类号：TU391文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)01-0075-06

( 1 China Institute of Building Standard Design & Research Beijing 100044 China;2 Shandong University Jinan 250061 China)

Abstraet: There are safety problems of lateral force resistance joint caleulation about multi-story and tall steel structures inCode for seismic design of bildings ( GB 50011-2010) . In table 5.4. 2 the seismic eoeficient of weking seam 7kmedced from 0. 9 ( fermer code) to 0. 75 uhich leads the joint strength o strnger but equal that may against the mandatery tem. Although the stipulatin n item 8. 2. 8 “desin value of bearing capacity fr lateral fore resistane jointof stel tures shold t b lr than tht f the eted cmpt and high stngth bolt ceti shld tslip° we can only ue the metbod in item 8. 2. 83 ~ 5 to check the calelatin for making strong jit. But the result even cannot satisfy the essential codition of resistance conecting frce which makes the calelating method f the code aboutthe ultimate bearing capacity for resisting lateral foree member cnections have no control fnction and lese its checkingvalse. The basic prineiple of *the strength of coeneetion should be strnger than that of ponent* in the caleulatingformula is not put into effect.

Keywords: eel structure; weak joint; equal strength; stroeg joint; weak member ratio df strength and yield; ultimatebearing eapaeity

1《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）强连接“只适用于某些主要构件抗震等级要求较低二级）但并不是关键部位的连接-但对抗震等级较高（如一、二级）的某些主要构件的关键部位，必须 要采用高于“等强连接”的“强连接”.为此，宜将《新抗规》中y=0.75的规定按四到一级的抗震等级依次改为x=0.75-0.90（即将其中的上限值仍恢复到2001版抗震规范中Yax=0.9的规定）.使连接的承载力设计值达到不低于构件承载力设计值的1.0-1.2倍（为什么不能用不低于组合内力设

（以下简称《新抗规》）表5.4.2和8.2.8-3-5条的（如四级）的关键部位和虽然抗震等级较高（如一、规定清离了“强连接弱构件”的基本原则

1.1在《新抗规》表5.4.2中连接焊缝的承载力抗震调整系数Y被降为非强连接水平

在《新抗规》表5.4.2承载力抗震调整系数Yn中焊缝的y由2001版抗震规范中的0.90降低为与梁的相等，即把原强制性条文中要求的强连接降成了使二者之间毫无强弱关系的“等强连接”.与=Yn=0.75相对应的“等强连接”只是抗震

柱连接的螺栓群中螺栓除了承受式（8.2.8-2）右侧的竖向剪力之外还应有螺栓群在腹板弯矩作用下对连接进行极限承载力的验算-但式（8.2.8-2）中 所受的水平剪力并将这两部分的剪力合成后，才能也没有此项计算内容.

计值的1.0-1.2倍来计算？其理由和变换关系，详见文[10】.《新抗规》把y改为0.75违育了“强连接弱构件“的基本原则-

1.2“计算要点“8.2.8-3-5条所列的计算公式无实际指导作用

再看《新抗规》8.2.5-条，针对钢框架节点处的抗震承载力验算对端部翼缘变截面的梁其计算矩有增大的内容，见式（8.2.5-2）中右边的第二项 式就有塑性较外移后，塑性较处的剪力将对梁端弯∑W_(f - N/A ) ≥∑(W Vs) (8. 2. 5-2)但在更为重要的梁柱连接的计算式（8.2.8-）中，反而没有提供使塑性铰外移的加强连接的计算内容.

在弹性阶段的8.2.8-1条规范作了对应于y=Y=0.75要求的“钢结构抗侧力构件连接的承载力设计值不应小于相连构件的承载力设计值：高 强度螺栓连接不得滑移”（以下简称为“不应小于等强连接”）的规定，但在不同连接抗力条件下如何用计算来体现？却没有提供计算公式，而是把连接计算全都放在了8.2.8-3-5条用极限承载力验算的 方法上，经对该法的分析和验证，其结果却又不满足“不应小于等强连接”的必要条件-这样，使《新抗规》在多高层钢结构房屋抗侧力构件的连接计算中失去了应有的指导作用.

以上分析说明规范关于梁柱连接的计算式欠缺在条文规定中也缺乏前后内容的连贯性-

2.2《新抗规》8.2.8-3条梁柱连接算式不满足“不应小于等强连接”的必要条件

2新抗规38.2.83条梁柱连接采用的极限承载力计算式存在的问题

在表8.2.8（表1）中的取值偏小-以工形梁与工形 规范式（8.2.8-1）M≥nM 中的连接系数;柱在工厂全截面用焊缝相连为例（忽略腹板上下端有焊接工艺孔的削弱影响），使之能满足“抗弯等强"连接的要求，并以此来检验连接系数n；是否满足“等强连接”的必要条件.

2.18.2.8-3条梁柱连接计算式的计算内容欠缺

在《新抗规》8.2.8-3条梁与柱的刚性连接中，其连接受弯、受剪的极限承载力计算式为：

( 8. 2. 81)

V ≥ 1. 2( 2M /I ) V(8. 2.8-2)

出现了在不同连接抗力条件下，计算式与计算内容不相吻合的矛盾，如在式（8.2.82）中，其腹板连接的计算式只抗剪不抗弯，而式（8.2.8-1）中又没有加强连接的内容，两者的抗力模型与弹性阶段“不应 小于等强连接”的受力模型发展到塑性阶段后的受力模型相矛盾.以框架梁与箱形柱在工地翼缘焊接、腹板栓接为例（这种结构和连接在我国用得最多）其腹板的连接抗力情况就有以下两种：

愿中案柱 本文中常用接连限计用的和续号 用的o // 15)1 =0.2时的1 =0.5时的 41、 0.3对的3 焊滞连接计拉式（}算用的= 按式目计要用的25 1.4) 取:375/225 = 1.67 1.536 1.5 5 1.46)(345 1.235 1.30 取 470:325 ± 1.45 1.380 1.336 1.37 5 1.315 1.30 1.294

在弹性阶段的抗弯等强连接，就是梁端连接焊缝（或母材）的抗弯承载力设计值应等于梁截面的抗弯承载力设计值即：

（1）当翼缘焊缝连接抗弯腹板螺栓连接只抗剪不抗弯时，式（8.2.8-2）是可以适用于此种情况，但仅靠翼缘的连接抗弯，在弹性阶段是不满足“不应小于等强连接”要求的.为此就必须将其做成塑性铰外移的加强型的连接形式，以便符合使囊缘 和加强板共同抗弯，腹板连接只抗剪的计算假定.但在式（8.2.8-4）中并没有塑性较外移的加强型连接的计算内容.

(1)

梁的弹性截面模量即： 或梁端连接焊缝（或母材）的弹性截面模量应等于

(2)

于是上式就成了抗弯等强连接的“必要条件”和检验受弯构件是“强连接”还是“弱连接”的判别式.接用极限抗弯承载力表达时的内在关系，可在梁与 为了寻求弹性抗弯等强连接的承载力设计值与该连柱的上述连接作法中将连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力用规范式（8.2.8-）M=nM，的表达形式并将其变为：

（2）当翼缘焊缝连接抗弯，腹板螺栓连接除抗剪外还能抵抗部分弯矩作用时如要满足弹性阶段 “不应小于等强连接”要求时，也必须要在梁端设置加强板设置加强板后也必然导致塑性铰外移，但在式（8.2.8-）中，也无相应的计算内容.再看其腹板的受力状况由于腹板连接既受剪又受弯梁腹板与

(3)

注：由于用于Q235钢和Q345钢的自动焊、半自动焊的焊丝、焊剂和手工焊的焊条其熔敷金属抗拉强度的最小值都分别大于Q235钢和Q345钢抗 拉强度的最小值（如用于Q235钢的E43型焊条和用于Q345钢的E50型焊条其熔敷金属抗拉强度大于Q235钢和Q345钢抗拉强度最小值375N/mm²和470N/mm²）.因此，当对接焊缝的质量得到保证 时其破坏面多发生在与对接焊缝交接处的母材截面上.换句话说，名义上Wf虽为对接焊缝的极限抗弯承载力实则为焊缝截面对应在母材截面上的极限抗弯承载力w f.所决定即w，f=W，f.-

（1）第一种计算方法

在式（3）中由于W=W，.f=f.，并令f=nf.从而式（3）变为：

阶段的式（3）中就已存在W，=W的关系-同样在 再从梁端焊缝截面与梁截面相同来看，由于在弹性塑性阶段的式（4）中也必然存在W，=W，的关系，由此可得n=n-并将其代入式（4）可得：

上式为将弹性抗弯等强连接（M=M）改用极限承载力表达时则规范式MnM中的π必须要 等于n.n=f.If、为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比即强屈比.

再将式（4）变为下式：

由上式可发现，当n<n，则W16 35 >35 50 >50 ~ 100/%/em² (强层比 s) 2535522534515 -1.25)Q36GJ B-E ≥345 11）[2）[9）（] 345 065 335 455325 ~405490 610a≤0.83

注：在表中“區服点“和“抗拉强度”下增加了带括号的数字其数字为该栏数据中最大值与最小值之比

【例1】框架梁与柱刚性连接的计算实例-

设有一抗震框架梁，截面为H400×250×10×20柱为H形截面，钢材为Q235，梁端为工厂连接焊缝，试分别用弹性和极限承载力计算该连接焊缝所需的截面模量W和W

计算中的有关数据：Q235的f.=375N/mm²cm²塑性截面模量为W_=2224cm². =225N/mm²；梁的弹性截面模量为w=2000

（1）当连接按弹性抗弯等强连接计算时

M=即Wf=wf-须将梁端全截面用对接焊缝才能得到W；=W=2000cm².对应于按cm'. 极限抗弯承载计算时的截面模量W=W.=2224

（2）当连接用极限抗弯承载力计算时

梁的塑性弯矩：

M = W f = 2 224 × 10² × 225 = 500. 4kN m

翼缘连接的塑性截面模量：

W = 250 × 20 ×(400 - 20) = 1 900 × 10²mm²

（2）在塑性阶段如用式（9）N≥nAf，计算，式中n=ff =375/235=1.596则支撑所需对接焊得 A≥1.596 ×235 ×7 228/375 = 7 228mm²，结果 缝或拼接板的截面面积为：375A≥1.596×235A;同（1).

翼缘的极限抗弯承载力：

M = W J = 1 900 × 10² × 375 = 712. 5kN • m

M_ /.M = 712. 5 /500. 4 = 1. 42 > 1. 4 ( 满足要求）.

上述计算揭示了如用规范式M≥nM，验算梁与柱的刚性连接，只需用翼缘的塑性截面模量算得M≥1.4W，f的要求，远小于弹性抗弯等强连接 的极限抗弯承载力Wf.=712.5kNm就能满足W=2000cm²发展成塑性后用极限抗弯承载力计算时连接所需的W，=W=2224cm²的结果，说明规范式（8.2.8-1）M≥M，在验算中不起控制作用无验算价值.

也可在Af≥nAf 中取f=400N/mm²f=320N/mm²强屈比n=400/320= 1. 25，将其代入A f≥nAf 即 400A ≥1. 25 ×320A 得 A ≥1. 25×320 ×7228/400 = 7 228mm²结果仍同（1). 证明其连接计算最能适应表2中f.和f，二元动态强度中的取值-

（3）如按规范式（8.2.8-3）N ≥nAf 计算，查表8.2.8（或查表3）得n，=1.25，则支撑所需的对接焊缝或拼接板的截面面积为：375A≥1.25× 235A由此可得：

3《新抗规》8.2.84条支撑连接和拼接的极限承载力计算式存在的问题

3.1支撑与柱用对接焊缝连接或支撑用拼（连）接板加角焊缝拼接规范式（8.2.8-3）中的v，值偏小

A ≥1. 25 × 235 ×7 228/375 = 5 662mm² N说明支撑净截面的极限承载力不满足受 =2 063kN 式右 nAf = 1. 3 ×7 228 × 235 = 2 208力要求，该支撑用栓接的方案不成立，只能改用非螺栓连接的方案.

查《高钢规》表2.0.6得Q235的f=375N/mm²J=235N/mm²支撑的截面面积A，=7228mm².

（1）按弹性阶段连接承载力“不应小于等强连接“的要求其对接焊缝或拼接板的拉力设计值应接板所需截面面积为A≥A即A≥7228mm². 满足式A/≥Af的要求，由此可得对接焊缝或拼

（2）解决办法，由于中心支撑（图1）的良好延性是靠支撑在大震时拉杆发生屈服、压杆发生整体

是得不出这一结论的，且在规范的条文中也未提及这一重要问题.

mm²A = 5 500mm² n = A /A =0. 761 则应 （3）用上述方法进行题解：已知A，=7228采用屈强比的最大值<0.761的钢材-即只要钢材实测值的f A f 即 得: 5 500 × 400 = 2 200kN >7228×300=2168kN，满足要求，如其中的f Afm( 12a)

或N = mn A 0. 58 f > n Af (12b)数目：A.为一个螺栓在螺纹处的有效截面面积； 式中：m为连（拼）接一侧的螺栓数目；n.为受剪面

《健筑抗震设计规范》在多高层钢结构房屋 抗侧力构件连接构造规定中存在的安全问题

刘其祥，陈青来”，陈幼

（1中国建筑标准设计研究院，北京100044；2山东大学，济南250061）

[摘要]新额布的（建筑抗震设计规范）（CB50011-2010）在“钢框架结构的抗震构造措施“中所推荐的框架梁与柱的现场连接和框架柱与梁悬臂段的连接是属于弱连接构造而非强连接构造.分析了造成差错的根本原因，指 出了规范中推荐的连接构造和采用的极限承载力计算公式均存在缺陷，用极限承载力计算方法验证了规范推荐的上述连接抗力不足存在安全隐患，据此，提出了加强连接的构造做法及其相应的计算建议.

[关键词]抗震设计；钢结构：抗侧力：屈服强度：抗拉强度：强屈比：连接的极限承载力

中图分类号：TU391 1文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)02-0107-06

Safety problems of lateral force resistance joint construction about multi-story and tall steel structures in Code for seismic design of buildings

Liu Qixiang* Chen Qinglai* Chen Youfan

( 1 China Institute of Building Standard Design & Research Beijing 100044 China;2 Shandong University Jinan 250061 China )

Abstraet: The frame beam and column conections and frame colm and cantilever besm connections remended byaq em a usn qm1 o xm q s 1ou ae * (0101100s 8 ) xFupg / up w m ap)capacity calculation method it is verified that the resistance force of the joints above-mentioned is insuficieney and existshidden safty danger. The fundamental esns fo eors were analzd. The connecti sructuse and the femuls of te ultimate bearing capacity calelation method remended by the cade hare fauls. The method of enhancing conectstructure and the corresponding caleulating suggestion are put forwand.

Keywords: seismic design; steel structure; lateral foree resistanee yield strength; tensile strength; ratio of strength and yield; ultimate bearing capacity of joint

弱，使连接焊缝的弹性截面模量减少到只有框架染 弹性截面模量的92%-95%，使连接的抗弯承载力设计值减小5%-8%（系根据国标热轧窄翼缘H（YB3301-92）常用于梁截面高度h =400~ 600mm时的统计结果），实际上已小于等强连接的要求.

1 侧力构件连接构造中的问题 （键筑抗震设计规范》（GB50011-2010）在抗

建筑抗震设计规范）（GB50011--2010）（简称新《抗规》）8.3.4-3条规定“工字形柱（绕强轴）和箱形柱与梁刚接时（图1）应符合下列要求：一级和二级时宜采用能将塑性较自梁端外移的端部 扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接”.

新抗规》8.3.44条规定“框架梁采用悬臂梁段与柱刚性连接时（图2，笔者注：该图可用于工字形柱也可用于箱形柱），悬臂梁段与柱应采用全焊 接连接此时上下翼缘焊接孔的形式宜相同.梁的现场拼接可采用翼缘焊接腹板螺栓连接或全部螺栓连接”.

图1框架梁与柱的现场连接

上述规定及新《抗规》推荐的连接构造图均不满足8.2.8-条连接的承载力设计值不应小 于相连构件的承载力设计值"的规定要求.如在图2中，即使是工字形梁与工字形柱在工厂用全焊接连接尽管这种连接是图1和图2中连接抗力最好的一种，但由于腹板上有上下翼缘焊接孔的削

在图2中，如是工字形梁与箱形柱在工厂用全焊接连接除腹板也有焊接孔外，还应考虑在与梁截 面高度对应于箱形柱段两横板之间因无竖向加劲

注：膜板已补上焊接工艺孔.

图2框架柱与梁悬臂段的连接

肋其外围的柱壁板只能部分承受梁腹板上的弯矩，其连接抗力可以确定比上述的情况还要差.

在图1中当为工字形梁与工字形柱在工地进行栓焊连接时除腹板有焊接孔外其翼缘连接焊缝 的强度理应按钢结构设计规范的规定乘以折减系数0.9.综合以上不利因素后其连接的抗弯承载力设计值大约只有梁截面抗弯承载力设计值的83%-86%则更显著小于等强连接.

当为工字形梁与箱形柱在工地进行栓焊连接时还因存在与梁截面高度对应于箱形柱段两横隔板之间无竖向加劲肋的构造缺陷，其连接抗力只会比与工字形柱连接的更差.

2新《抗规》在抗震构造措施中的规定不满足 8.2.8-条连接计算要求的原因分析

在新（抗规38.3.4-3条的第5）款中对连接抗力严重不足的图1为什么只对抗震等级为一、二级时作了“宜”采用加强的规定，且也只是在条文解释中计算要求？在8.3.44条对连接抗力不足的图2，为 推荐了定性的加强形式，而无加强连接方面的定量什么却对抗震等级为四级到一级都不作加强连接的规定？其原因在于新《抗规》采用式M≥nM，计算关.而导致n，值错误的原因是没有与8.2.8-1 时与表8.2.8中连接系数n，值的错误规定密切相条的规定挂钩，致使错误不能自我发现和纠正、以为当梁的钢材分别为Q235Q345Q345GJ时，只要连接焊缝的塑性截面模量能够满足框架梁塑性截面模量的n;/n倍（见文[2]式（6），W，=n;W /n的由 来）则其连接的极限抗弯承载力就可分别达到梁截面全塑性弯矩n （n =1.40 1.3，1.25）倍的强度储备（见新《抗规》表8.2.8或文[2]表1中π；数值）.所以在图2中当框架梁与工字形柱（或箱形柱）相连时（规范并未对框架梁与这两种柱的连接 区别看待的文字规定），如不考虑梁腹板上焊接工艺孔的削弱，其梁端连接焊缝的截面模量为W，=W，其连接的强度安全储备，就可分别达到n（n=1.671.45，1.42)倍（见文[2]表1 中n=f./f 的数

值）.所以在如此高的强度安全储备条件下，当然也就没有必要对图2作加强连接的处理.

的焊接连接中弹性抗弯等强连接与连接用极限承 但是，上述计算出现了如下偏差：1）在梁与柱载力计算之间本就存在逻辑关系，而规范中的计算式脱离了这一关系，从而进入了误区，致使n与逻辑链中的=出现了偏差（：2）在规范式M≥n.中其M名义上为对接焊缝的极限抗弯承载力，实力所决定从而这就涉及到在式M≥nM中母材 际上由焊缝截面对应在母材截面上的极限抗弯承载的f.和f在表1国家标准中最大“屈强比”给连接的强度安全储备所带来的不利影响没有被考虑：3）未考虑梁柱连接的构造缺陷（如焊接工艺孔对梁截区屈服强度的强化升高等综合因素对连接所产生的 面的削弱）和连接在大震大变形中引起框架梁塑性不利影响.尽管规范在确定连接系数n时，也考虑了超强系数和硬变硬化系数（见规范的条文解释），但这并不是问题的全部.在计算中如不完整地考虑接的错误结论. 以上三个因素必然就会得出对图2不需作加强连

3用极限承载力计算方法来检验图2梁与柱的连接在大震中是否需要加强的计算步骤

的悬臂梁段与工字形柱采用全焊接连接作为计算对 图2的抗震性能比图1好，现以图2中框架梁象按以下三个步骤来进行分析和计算.

3.1第一步其连接必须与弹性等强连接挂钩来建立极限承载力的计算式

接的计算式M=M改为连接用极限承载力计算 在文[2]中已推导了将图2由弹性抗弯等强连时其梁端第一、二种计算方法的极限抗弯承载力分别为M=aM 和M=nM的推导，式中n=f.1f和n=n（1-k）k.，即表示梁端连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力具有梁截面全塑性抗弯承载 力n和n倍的强度安全储备能力.

3.2第二步有了式M=nM，和M=nM，之后，强度储备带来的不利影响

由于式M=nM，和M=nM.中含有f.和f 两种强度，但在表1中f.和f，的强度值都有较大的 波动性（以表1中的Q235GJ为例其f，的强度波动值为f=235-355N/mm²，其波动的最大值可达235N/mm²的1.51倍f的强度波动值为f= 400-510N/mm²其波动的最大值为400N/mm²的1.28倍）.因此式M=nM和M=nM 中的f.和f 具

有二元动态强度取值的特性，即f.和f，不只限于取心并不在柱边，而是在距图2柱边h/4-h/3处表1中的最小值而是各有多个不同的f和f，值构成很多不同的强屈比n.显然，当n值愈大，其连接 的强度安全储备就愈大，当n值愈小其连接的强度安全储备就愈小.那么n在什么情况下会使连接的强度安全储备降到最低？这就必然要用到结构钢材在国家标准中强屈比n=f.f，的最小限值（表1最后一列）.在计算连接时，只要取标准中的最小强 屈比n（取其倒数即为最大屈强比）就可使连接的强度安全储备最小.

（h，为框架梁的截面高度）这是因为在梁端的焊接热影响区内有三向应力存在影响了梁端的塑性发 展，使塑性区稍稍外移，导致塑性铰处的剪力对梁端的作用弯矩有所增大.

（3）在大震中结构将产生较大位移（包括线位移、相对位移及在框架染塑性铰处的角位移），结形而引起的并由结构钢材具有不低于20%的伸长 构的较大位移，皆因在大震下结构发生较大塑性变率和在节点处的强连接来实现.当结构产生上述较大位移时必然也使梁端塑性较区的较大角变形进入强化阶段使弯曲应力升高（梁端较大角位移若只依赖不低于20%总伸长率中，仅占总伸长率10%左 右的屈服台阶是远远不够的），况且在地震的反复作用下还会使塑性较区的钢材产生应变硬化现象，使梁端塑性较区截面中的弯曲应力进一步升高.因的强化系数β从而也使梁端连接处的作用弯矩进 此在计算式中还应增设一个塑性铰区内屈服强度一步增大

以表1中的Q235GJ为例，如按规范的取值方法在f.和f，的强度中都取最小值时则其强屈比nM=nM而言就意味着连接的极限抗弯承载力是 =400/235=1.70（板厚：=6-35mm时），这对式梁截面全塑性抗弯承载力的1.70倍，其强度安全储备为1.70很安全.但如在表1的Q235GJ中取最小强屈比n=1.25（即相应的最大屈强比u1. 70降低到1.25. =0.8）时，就可使连接的强度安全储备由上述的

4用极限承载力计算方法来检验图2中梁与柱的连接是否需要加强的计算式

另外新（抗规33.9.2-3条第1）款对结构钢材所作屈强比的限值规定，不分钢材牌号一律都定为不应大于0.85使对应的最大屈服强度更接近于抗拉强度，从而使连接的强度安全储备又从上述的 1.25降到了只有1.176.

述第二步和第三步中的三个不利因素后，可用如下 在式M=nM和M=nM 的基础上，引I入上的计算式来检验：

(1)

高层建筑结构钢板的力学性能

4.1M的计算

( GB/T 19879-2005) [] 表1质量 星酸点 / (NPs 抗拉强展标准制定的号 等级 6 ~16 >16 ~ 35 >35 ~ 50 >51 ~ 100 /%/±m² 相板厚度/mm s. (强国比 x) 国强比.Q235GJ 3-8 235 355225 -345215 -335400 -510 11.51) (1.53) 11. 56) (1. 28)(≤>1.25 1 0.0QH5GJ >345 345-465315-455325 -445 490-610 c0.83390 -510380-500|370 490|490 -660 11.35)11.36) 11.3 (1.24)(≤>1.20) c0.85Q990GJ 3-8 0 11.3111. 32 11. 32) (1.3)(x>1.176)

当引入上述第二步和第三步中第（1）项的不利因素后在梁端连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力M有以下两种计算方法.

（1）计算梁端连接极限抗弯承载力M之方法一，系用翼缘和腹板连接焊缝的塑性截面模量乘以 焊缝（母材）的抗拉强度而得即：

(2)

式中：W，为梁端对接焊缝（或母材）的塑性截面模量，W，=中W，；中为因梁腹板上有焊接孔，导致焊缝（或母材）的塑性截面模量减小而设的折减系数，一 般为0.92-0.95;n为钢材的最小强屈比等于最大屈强比的倒数即n=1/;f，为对应于最大屈强比的屈服强度值，即f，="或f，=f.lni-

注：括号内的数字为该栏数据中最大值与最小值之比.

3.3第三步由于还有以下三个不利因素存在致使 连接的强度（安全）储备进一步降低和梁端作用弯 矩增大

（1）在框架梁端部的加工中，由于梁腹上有焊接工艺孔的削弱，使连接焊缝的塑性截面模量减少到只有框架染塑性截面模量的92%-95%，从而使 连接的极限抗弯承载力减小5%-8%（这与前面所提到的使连接的弹性抗弯承载力减小5%~8%的比例关系基本相同）.

（2）计算梁端连接极限抗弯承载力M之方法二系用翼缘连焊缝的塑性截面模量乘以焊缝（母材）的抗拉强度加上腹板连接焊缝有效塑性截面模量乘以母材的屈服强度而得即：

（2）文[4]等很多试验资料表明，塑性铰的中

(3a)

或者将文[2]中式（8）中后一项的k、改为，即可得到：

由V =2M/LV，设2M/.和Va.各占0.5V 即V=2M/1 并再设1 =20h 则V=4Mf/1 =4M_/20b，将其代入式（5）得梁端连接处的作用弯矩为：

M=[n( 1 -k ) k ]M = nM (3b)

式中：n为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比：，为腹板的塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k=W/W；k为腹板扣除焊接孔后的有效塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k=w.../w-

注：在a）b）中也可将f的数值代入式（2）和式（5）中直接求出M和M的具体数值.

4.2M的计算

式（1）中梁端对接焊缝处的作用弯矩M，当引入上述第二步和第三步中第（2）（3）项不利因素后按下式计算：

c）用M/M之比来判断.

表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁端的作用弯矩连接在大震中必将破坏，其连接必须要加强.

(4)

式中：β为框架梁塑性较区的钢材在大震下引起屈 M = β( M V x)服强度增大的强化系数，假定在式（4）中的（M.V.x）中隐含的屈服强度f 增量，只取为（f.-f.）/4.从而可得屈服强度的增大系数为β=1（n-1）/ 4（这是相对较小的系数）：M为距柱边x处梁截面的全塑性弯矩M，=W，f（式中的f、必须是由最大屈强比所决定的屈服强度值）：V，为在塑性铰中心处的剪力V，=2M/1V其中I为梁的净跨，V为梁在重力荷载代表值作用下按简支梁分析的 梁端截面剪力设计值；x为塑性铰中心距柱边的距离，可取x=h/4-h/3.

（2）方法二：按式（3）求M和用式（5）求M

=881×10mm.腹板焊接孔削弱后的有效塑性截 梁腹板的塑性截面模量W，=0.25×11×566面模量 W=0. 25×11 ×496²=677 ×10”mm².腹板塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k.=881× 10² /2 863 × 10′ =0. 308.

塑性截面模量之比k =677×10²/2863×10²= 腹板焊接孔削弱后的有效塑性截面模量与梁的0. 236 5.

将上述B和x代入式（4）后即可得到梁端连接处的作用弯矩为：

a)求梁端连接的极限抗弯承载力.

用式（3b)计算：

将 n = 490/416. 7 = 1. 176 k = 0. 308 k =0. 236 5 代入式(3b) 得: M = [1. 176 × (1 0. 308) 0. 236 5 JM = 1. 050 3M -

(5)

5算例检验

【例1】设框架梁截面为H600×200×11×17，钢材牌号为Q345GJ.按新《抗规》3.9.2-3条第1） 款的规定取最大屈强比u.=0.85，即最小强屈比n=1/0.85=1.176 试计算图2中梁与柱的连接是否要加强？

b)求梁端连接处的作用弯矩.

M的计算同（1)中的 b)M=1.0962M -

M.

（1）方法一：按式（2）求M和用式（5）求M

10mm².腹板焊接孔R=35mm削弱的塑性截面模 梁全截面的塑性截面模量W，=2863×量为:W =11 × 35 ×[600 - 2 ×(17 17. 5) ] = 204× 10mm²- W/W = 204 /2 863 = 7.1% (取 7%) 即折减系数为=（1-0.07）=0.93.代入式（2）得：

用弯矩，连接在大震中必将破坏，其连接更应加强. 表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁端的作

【例2】设计条件同例1，但取f.=490N/mm²，最小强屈比n=1.2，对应的f，=408N/mm².分别按式（2）（5）和式（3）（5）计算，其结果见表2中的第2行.

【例3】梁截面同例1，钢材牌号为Q235GJ取f=400N/mm²最小强屈比==1.25，对应的f，=320N/mm².分别按式（2）（5）和式（3）（5）计算，其结果见表2中的第3行.

a）求梁端连接的极限抗弯承载力.

M= 0. 93 × n W f = 0. 93 × 1. 176M =1. 093 7M -

b)求梁端连接处的作用弯矩.

【例1】~【例4】的计算结果汇总

黑用对应于采用的 M .[1(s1 2 1[1(a1]] 方法 方法二=[|-1] 1 的f的/强星究4% 4% 4]6.71.17%1.085 1.09x 0.981.058 1.062M 0.958 8 1.381.13 1.1825 1.0121. 1.5 0.%84 33) 19 1101.1 10.94 321.41.34a1.167 1.1521.2371 1.1 1.0

【例4】梁截面同例1，钢材牌号为Q345取f= 470N/mm² .f = 325N/mm² 强屈比 n = 470/325=1.446.分别按式（2）《5）和式（3）5）计算其结果见表2中的第4行.

6对表2计算结果的说明和讨论

（1）在表2中M/M数据（也可将f的数值代入计算式中，直接求出MM和M的具体数值）小于1时，表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁 端的作用弯矩，此连接在大震中必将破坏而必须将连接加强.

（2）表2中第一行的强屈比n=1.176是取自新（抗规》第3.9.2-3条和表1中Q390GJ强屈比的取自表1中Q345GJ和Q235CJ强屈比的限值规定 限值规定-第2行n=1.2第3行n=1.25，是分别第4行的强屈比n=1.446是取自高层民用建筑钢结构技术规程）（JGT99-98）（简称（高钢规》)表2.0.6中的Q345，>16-35mm时由f=470N/mm²与f =325N/mm²之比而得.

（3）从表2的各行数据变化可以看出，当f.一定屈服强度f，越大强屈比n就越小连接的安全储备M/M也就越小.当f.一定，屈服强度f越小强屈比n就越大，连接的安全储备M/M也就越大.由此可见对连接安全威胁最大的应是n中的最小值.

（4）表2中最后一行的数据是f.和f，都取结构钢材国家标准中最小值条件下的计算结果，这是很不现实的.因为在供货的钢材中，供货方只保证在同一试件中分别不小于f和f在国家标准中的 最小值而不是保证f.和f同为最小值.正因为如此所以在国家标准中才有“强屈比“限值的规定.因此在连接设计中就应选用对连接安全储备最不利的最小强屈比（即屈强比的最大限值）来考虑.为此第4行中M/M，比值应排除在外，即不在考虑 之列.

（5）除去表2第4行的数据不考虑后，再看方法一中M/M比值其中虽有两行的比值大于1但其中最大的也仅仅只有4.2%的富裕量.如再从表

2中两种计算方法的合理性来分析，其中方法二比方法一更为合理，因为在方法一中存在腹板连接的f.强度都被腹板的塑性弯矩所独占，没有考虑腹板 上的剪力也应占有一部分f强度的弊端.为此再从余下较为合理的方法二中M/M比值来看比值都小于1，说明其连接在大震中都将破坏，在连接设计中都需要将连接加强.

高度对应的箱形柱段两横膈板之间无竖向加劲肋， （6）当工字形梁与箱形柱相连时，由于梁截面其外围的柱壁板只能承受部分梁腹板的塑性弯矩，所以其腹板连接的极限抗弯承载力在方法二的基础上还应乘以一个折减系数m即

如此一来，表2中M/M比值将更小，其连接在大震中更容易破坏，在连接设计中更需要将连接加强.折减系数m的算法可详见文[6].

8.3.4-3条和8.3.4-4条中除8.3.4-3条在对框架 通过以上几个算例足以证明，在新《抗规》梁与柱的现场连接的作法中，虽有“一级和二级时，宜采用能将塑性铰自梁端外移的端部扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接“的规定外，其余都未作加强连接的规定是欠妥的.

7在连接设计方面应采取的改进措施

（1）通过以上几个算例充分证明新《抗规》把2001版《抗规》中焊缝的y由0.90降为0.75，使二者之间变成了毫无强弱关系的“等强连接”，也缺规定按抗震等级四级到一级依次改为y=0.75 乏理论根据.为此建议将新（抗规》中y=0.75的~0.90（即将其中的上限值仍恢复到2001版抗规》中y=0.9的规定）.使某些重要构件的重要部位如在梁柱节点连接中的连接焊缝连接加强后 的承载力设计值达到不低于构件承载力设计值的1.0 1.2倍.

（2）基于在新抗规》中所提供的连接计算公式实用价值较低因此须将其进行比较彻底的修改并使之能够适应在不同构件之间建立不同连接条件下 的计算式.

（3）在连接计算进行彻底修改时，建议进行如下改进：

1）在焊接连接中，可以不必分为两阶段来计算.因为对连接焊缝和母材，其弹性和塑性本来就 存在逻辑关系所以在弹性阶段，只需要将连接用计算式M²=（MrVr)求得的加强板的截面面积A与连接用极限承载力计算式M≥B（MV x）求得的加强板的截面面积A彼此相等为条件来进行推

《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068-2001) 的技术合理性与依据

李明顺胡德忻史志华

（中国建筑科学研究院北京100013）

[提要]简要回顾了我国建筑结构可靠性设计的历史沿革，介绍了以概率为基础的极限状态设计方法的基本原则和可靠度水准的设置依据，以及这一设计方法在国际上的发展情况，澄清了一些模认识，同时对该方法与日渐兴起的以性能为基础”的建筑结构设计之间的关系提出了作者的思考.

[关键词]建筑结构可靠性可靠指标失效概率校准法

This paper reviews the history for the reliability design of building structures of our country. Basic principles of the probability based limit state design method and reliability levels of building structures are introduced. The devekp-ment of this method in the world is also mentioned. Some fuzzy view points have been cleared away. Finally the relationship bet ween probability bused met hod and performance based method has been discussed.

Key words building structures; reliability ; reliability index ; probability of failure ; calibration method

也给学校教学带来混乱，社会反响强烈.”文革”结束生命财产安全，是历来建筑结构设计标准必须首先面重点规范课题一-结构安全度与荷载组合”，中国建 建筑结构的可靠度直接关系到房屋建筑使用者的后，当时的主管部门下达给中国建筑科学研究院一个一个国家综合性技术经济政策问题，实质是选择一种个单位参加课题研究，旨在解决各材料结构设计规范 安全与经济相对最佳的平衡，绝对不是从安全或经济在结构安全度与荷载组合问题上存在的混乱.大家深

一、我国建筑结构可靠度设计标准的回顾

对和需要审慎解决的重大课题.建筑结构可靠度也是筑科学研究院会同各材料结构设计规范管理组等近百任何单一角度所能解决的.我国在《建筑结构设计统知用老观念、老框架、老经验根本无法解决各材料结构一标准）（GBI68一84）发布以前虽然没有专门的国家标安全度设计方法不统一的问题，只有解放思想，借鉴国载规范以及各种材料的结构设计规范中还是明确的，并放在最重要的地位上.

美国土木工程学会结构安全度委员会早在20世纪50年代就开始研究安全度的定义，得出以概率概念定义安全度方法比较科学的研究结果：加拿大标准协展对建筑结构可靠性设计问题的研究，在当时历史背会提出以概率理论编制新的钢结构规范：美国C.Allin计方法（三系数”指超载系数、材料匀质系数、工作条方法：国际标准化组织ISO在20世纪80年代初发布件系数），应当承认该设计方法在当时具有一定的先进的《结构可靠性总原则》第1版，也提出基于概率的极性，它首次引进了极限状态的概念，部分地融进了概率限状态设计方法的国际标准：20世纪70年代初，由欧应力协会、国际桥梁与结构工程协会、国际材料试验实结构设计规范.在当时的历史条件下，强调所请独立联合委员会（JCSS）”，并共同起草了一套国际统一标 20世纪70年代初，原国家建委布置修订各材料验室联合会等六大国际组织参加的国际结构安全度自主、自力更生”，各材料结构设计规范修订组在结构准规范”的国际体系文件，其第1卷为各类结构和各老K"方法，混凝土结构规范采用中老K"方法，钢结我们很有启发作用，使我们眼界大开.在课题组内，大 可靠性设计方法上各行其是，如砌体结构规范采用大种材料的共同统一规则”，这些资料、动态、成果对构规范和木结构规范则采用一带小老x"构成的容许家经过热烈深入地讨论，取得了以概率理论解决结构

新中国建国初期，我们无条件也没有可能专门开景下顺理成章地全盘套用前苏联三系数"极限状态设Cornell教授系统地提出一次二阶矩简化实用概率设计国工业建筑以自重为主的屋盖结构上出现过事故.

应力设计方法，其结果不仅给设计人员带来诸多不便，安全度和荷载组合问题的共识，并以此作为主攻方向.

当时面临的最大难题是收集、实测与分析各种各样的营工作，不能正常运营工作即为失效.故在论及建筑十分宝贵的统计数据，如楼面荷载的实测资料（住宅、办公楼、商店、轻工厂房），风雪荷载的记录，混凝土、的统计数据等等，另一方面与高等院校统计数学老师3）在正常维护下具有足够的耐久性能：4）在设计规定结合，学习、掌握统计数学概念，并加以运用，以正确思的偶然事件发生时及发生后，仍能保持必需的整体稳路指导结构安全度与荷载组合”的课题研究.首先明 确理论与实践的关系，强调实践第一的观点.因为，确保结构安全是结构设计追求的首要目标，而不是理论上说得如何动听所能解决得了的问题.解决这个问题概率作为度量结构可靠性的尺度，而尺度大小取值却能、几何参数等基本随机变量x，（i=1，n）构成的 最宝贵的是长期实践获得的可靠经验，于是出现了以采用了以实践经验为基础的校准法.至于复杂与简函数.单、精确与简化问题，因标准规范的研究旨在解决广大设计人员的设计实用问题，要求给予最大可能的简化. 根据现阶段的研究水平，仍以截面的可靠度为出发点，作为相对比较的尺度，代替尚未进入实用阶段的结构体系可靠度：以随机变量最大值的随机变量模型偏安全地代替随机过程模型.

以国内实测统计资料为基础，立足国内大规模建设经 20世纪80年代以来，借鉴国外先进经验，同时仍验，形成了以概率理论为基础的建筑结构可靠度设计方法一基于概率的极限状态设计方法，这是原《建筑结构设计统一标准）（GBI68-84）的基本特点.该标准 自1984年发布实施以来，在其指导下，于20世纪80年代末期相继完成了各材料结构设计规范的修订任务.按这批规范，全国设计建造了100亿m²以上的各类建筑，说明上述设计方法是可行的.同时，在该标准 的影响和国家工程建设标准主管部门的推动下，这套设计方法从房屋建筑领域扩大到铁路工程、公路工程、《工程结构可需度设计统一标准》《港口工程结构可靠确方法可称为水准3概率极限状态设计方法.经过简 港口工程、水利水电工程领域，先后编制并批准发布了度设计统一标准》、《铁路工程结构可靠度设计统一标准》《水利水电工程结构可靠度设计统一标准》、《公路工程结构可靠度设计统一标准》.如此全方位地实施工程结构可靠度设计统一体系，可以不夸张地说，是我 国改革开放政策在工程结构可靠度设计领域取得的重大科技进步.当然也要看到工程结构可靠度是一个复杂的科学技术问题，尚有许多攻关任务有待进一步攻克，有待进一步改进完善.

二、基于概率的极限状态设计方法的基本原则

1.建筑结构的基本功能要求

建筑结构可靠与否是指其基本功能是否能正常运

统计数据.在标准规范主管部门的支持下，各材料结结构的可靠性之前，要首先界定建筑结构的基本功能构规范管理组积极努力、分工负责，一方面取得了大量要求.《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068一2001）要求结构在规定的设计使用年限内应满足下列功能要求：1）在正常施工和正常使用时，能承受可能出定性.

2.功能函数和极限状态方程

对每种功能应建立其功能函数和极限状态方程：

式中功能函数g（）是由结构上的各种作用、材料性

按极限状态设计，当符合下列要求时即表示可靠：

gfX1.X2..x)20或失效区z<0. 在基本变量的空间内，可以确定结构的可靠区.即Z= 当功能函数中仅有抗力R和作用效应s两个综合基本变量且考虑极限状态方程为线性方程的简单情况时，结构极限状态设计应满足的要求可用下式表达： 此郎R-S模型”，也是实际采用的模型.这是结构可靠或失效的模型问题. 3.实用简化计算问题 这个问题如不解决，这套基于概率的极限状态设计方法还只能是空中楼阁.上述多变量的功能函数和极限状态方程是：维空间上的曲面.计算十分繁复，更何况从严格意义上讲许多基本变量不单是随机变 量，而且是以时间为参数的随机过程，比较典型的如风作用.此外，还有基本变量之间是否相互独立，即是否考虑联合分布问题.比较全面考虑以上各种问题的精化.降为水准2、水准1.我国采用的基于概率的极限状态设计方法是将功能函数和极限状态方程按两个综合基本变量考虑.即： 假定R和s为统计独立时.失效概率为 式中fk{r).fs（s)分别为抗力R和作用效应s的概率密度函数. 为进一步实用简化，《建筑结构设计统一标准》 （GBJ68一84）采用改进的一次二阶矩验算点法，该方法656年次的标准风速和风向记录，标准风速取离地面 也称为考虑基本变量概率分布类型的一次二阶矩方10m高度处自动记录10min的平均最大风速，由风速法”.该方法首先由美国人Cornell提出，1976年又经换算可得风压；6）雪荷载，取有雪的16个城市的气象德国拉克维茨（Raxckwitz）等改进为验算点法.即当基台、站384年次的年最大地面雪压资料，同时考虑房屋在极限状态验算点处采用当量为正态分布，并取当量 本变量不按正态分布时，计算失效概率或可靠指标时正态分布的平均值和标准差进行计算.这个方法是JCSS在《结构统一标准规范的国际体系》（第一卷）附录中推荐采用的方法，其最大特点是失效概率计算可 以考虑基本变量不同分布的影响，大大提高了计算的准确性. 很明显，经各种处理后，P只是失效概率的运算实际发生的失效概率为逼近目标的概率运算值，其作 值.并不等同于结构构件实际发生的失效概率而是以用在于可作为各种结构可靠度相互比较的一个尺度. 4.极限状态方程的数学-力学模型 算已比较成熟，现行规范都有明确的极限状态设计表 由于近代科学技术的发展，常用的结构承载力计达式，这是基于概率的极限状态设计的基础，在此基础上需重点解决其可靠性设计问题. 5.荷载的统计特性 和可以接受的分布假设是推行这套设计方法的关键， 收集基本变量的实测统计资料，求得其统计参数也是工作量巨大的工作.在上级标准主管部门的领荷载规范管理组及其相关协作单位近百个，按统一要 导、支持和推动下，依靠各材料结构规范管理组和建筑求，分别调查、实测和统计了恒荷载、民用楼面活荷载（办公楼、住宅、商店）、风荷载、雪荷载以及普通型钢、冷萄型钢、混凝土、钢筋、砖砌体、木材等强度变异和几 何尺寸变异等基本数据，如楼面活荷载实测实量，从南到北.抽样近10万m：对风、雪荷载统计了新中国主要城市有记录以来的气象数据：又如混凝土强度统计全国了10万个试块的试验结果，历时二年多完成了这项十分艰巨的工作. 此外，对下列随机变量样本进行了分布假设检验，其显著性水平统一取0.05：1）恒荷载，在全国6大区17个省、市、自治区实测了2667块大型屋面板、空心板、槽形板、F形板、平板等钢筋混凝土预制构件的自 重，以及20000多m²找平层、垫层、保温层、防水层等约10000个测点的厚度和部分重度：2）办公楼楼面活办公室，总面积63700m²：3）住宅，全国10个城市566 间住宅，总面积7000m²：4）商店，全国10个城市20栋百货大楼214个销售部、柜台，总面积25200m²：5）风荷载，取全国18个省、市、自治区29个气象台、站共式中：Y.为结构重要性系数：YYqY分别为永久 积雪与地面雪压的差别. 6.结构可靠度的尺度问题 任何一种科学技术的发展都需要有与之相适应的寸度量尺度.在建筑结构可靠性设计历史上曾用过安全系数度量结构的可靠度，在采用单一安全系数设计时， 砌体规范对偏心受压构件安全系数K取2.3，而混凝土结构规范对偏心受压构件安全系数取1.55，但可靠指标计算结果，砌体偏压构件β为3.32，而混凝土偏构，这说明安全系数虽然可以调整安全度的大小，但不 心受压构件β为3.63，其可靠指标反而大于到体结能解决各规范之间以及规范内各部分之间的安全一致性问题，更不能作为衡量安全度大小的尺度.在结构 构件进入极限状态设计阶段后，安全系数量度的租糙与模糊越来越显示出其不适应性，结构分析方面的计算机化所带来的优越性被粗糙的、模糊的安全系数所掩盖，如各种可变荷载概率模型化和建筑本身的日益 复杂，以及荷载多种组合和最不利组合，都无法用安全系数描述，笼统的安全系数绝对不能用破坏的安全倍数来解释，而要求对安全裕量的大小予以量化.因此这种笼统的安全系数的度量尺度势必会被历史所更 新.新修订完成的《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068-2001）借鉴1998版的国际标准《结构可靠性总原则》（ISO2394：1998）将失效概率作为度量结构可靠性大小的尺度.该标准定义：建筑结构可靠性是 建筑结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定功能的能力：将建筑结构可靠度定义为建筑结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定功能的概率.完成预定功能的概率越大，结构就越可靠，而不能完成 预定功能的概率为失效概率，这种概率越小越安全，越大越不安全.采用这种定义较以往习用的定值的安全系数概念更加清晰，更加科学，是在可靠度（包括安全度领域的一次重大进步.这个定义不是我们自已的 杜撰，而是同国际标准接轨的结果.《结构可靠性总原则》（ISO2394：1998）中更加明确了结构可靠性的概率定义. 7.规范采用的设计表达式 供设计人员直接使用的是将可靠指标转化为分项荷载.抽取127个使用单位的133幢办公楼.2201间系数，如对承载能力极限状态设计，规范中实际采用的设计表达式为： ydYcSa Y So YcSo]≤ R(Y.fx.a.) 准值的效应：中为第：个可变荷载的组合值系数：R{）为结构构件的抗力函数：Y：为结构构件抗力分项系数：f为材料性能的标准值：a为几何参数的标 准值. 上述设计表达式中各项指标的取值在有关规范中标.虽然将分项系数理解为分项安全系数也无不可， 均有明确规定，不要求设计者计算失效概率和可靠指但在规范编制中如何确定各分项系数取值则要采用概率理论通过可靠指标分析确定.分项系数的取值，根据其与目标可靠指标相差为最小的条件确定，即： 式中：R为第：种结构构件在第种效应比值下按目样情况下，根据分项系数确定的结构构件抗力标准值， Rty =Y GSa Y qSQ . 综上所述，可靠度设计方法是制定技术合理又协调一致的结构设计规范的有效途径，在具体应用中已转化为各种材料结构设计规范中的分项系数设计表达 式.当设计人员按照规范要求作设计时，就已经从设计上保证了规范对结构可靠度的要求，而无需计算可靠指标β. 三、校准法是实用简化的有效途径 如果认为以完成预定功能的概率”为度量结构可靠性大小的尺度是合理的，那么可靠概率或失效概率取多少为适度则是一个复杂的问题，这个问题应当说已大大超出单纯的技术范畴.在建设部1999年7月 召开的建筑结构设计可靠度会议”上，建设部主管工程建设标准规范工作的郑一军副部长指出：建筑结构可靠度问题首先不是一个怎么修订的问题，而是一个技术政策问题.也就是说，我们要从现在的技术经济 水平出发，总结几十年来我们在这个问题上的经验和不足，充分吸取国内外的研究成果，来确定这项技术政策.我们到底在建筑结构设计中要考虑多大的安全储备，在建筑结构的安全性和耐久性上要为我们自己设 置一个什么水平的标准，，一开始就没有简单地把它看成是一个标准修订问题，而是一个牵涉到方方面面的技术政策的大问题.”建筑结构可靠性水准不是可践经验得出并为社会公众接受的安全水准.国外有些消了75号砖. 荷载标准值的效应：S为在基本组合中起控制作用霉水准.当风险率取得很高，或者说失效概率很大，政 荷载、第1个和第：个可变荷载分项系数：S.为永久专家企图通过社会调查寻找社会公众可接受的安全可的一个可变荷载标准值的效应：S第：个可变荷载标府就会采取行政措施加以禁止，核电站安全壳的失效概率要保持在10水准上，如果普通建筑结构的失效概率也要求如此小，则就过于保守了.究竞多少合适， 这是一个经验积累的渐进过程，不是通过社会调查所能定量解决的. 在编制原（建筑结构设计统一标准）（GBJ68-84）时采用了JCSS推荐的校准法选定目标可靠指标和失 效概率.混凝土结构、钢结构、薄壁冷弯型钢结构、砌体结构、木结构按共同的建筑荷载设计模型和各自材料、几何尺寸统计参数、相同的计算原则，对各自的现行设计规范不同受力状态下构件可靠指标进行计算， 得出在SGS（办公楼），SGS（住宅），SGSw组合下结构可靠指标的平均值. 建设部1999年7月召开的有45位专家参加的 （1）我国大量的工业与民用建筑实践表明，现行结构设计规范的可靠度指标，在正常设计、正常施工、正常使用条件下可以保证安全且较经济： （2）当前出现的质量事故与规范规定的设计可靠度指标无关，而是由各种非正常的人为错误、违反规范 要求造成的； （3）现行规范结构设计可靠度设定水平反映了我国几十年的实践经验，但随着国家经济发展和我国综适当调整. 合国力提高，专家们认为有必要对结构设计可靠度做 会议对（建筑结构设计统一标准》修订组提出的可靠度调整方案进行讨论并提出了宝贵意见.新修订的 《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068-2001）和《建筑结构荷载规范》对建筑结构可靠度设计做出了以下主要调整：1）楼面活载标准值由1.5kN/m²提高为2.0kN/m²；2）风、雪荷载标准值由30年一遇“提高为50年一遇”，但城市风沿高度变化的梯度风压，因城 市建筑高度和密度加大，增加了D类地面粗糙度，使梯度风有所减小：3）在承载力能力极限状态设计时，基本组合中增加了一类永久荷载起控制作用的组合，此时永久荷载分项系数由1.2改为1.35：4）改变遇风组合 规则，凡是两个及以上可变荷载都存在组合问题，过去只遇风才组合是不合理的：5）材料分项系数由各材料结构规范规定，混凝土结构将混凝土材料分项系数由通过一般计算与所谓的优化或靠领导、专家拍板所能1.35提高为1.4，取消了弯曲抗压强度f，改用轴心 解决得了的问题，这是个关系经济社会的重大问题，标抗压强度f.将HRB400级钢筋列为主导钢筋品种，砌准规范所用的可靠性水准只能是通过总结长期工程实体的材料分项系数按砌筑质量分别给予调整，同时取 级.钢筋用量增加了10%-20%. 综上所述，从制订标准规范角度看，校准法是目前实用简化的有效途径. 四、基于概率、基于性能的极限状态设计方法是国际结构可靠度设计的主要发展方向 1.可靠性理论在国外编制设计规范中应用概况 范转到极限状态设计，在国际上率先采用可靠指标β （1）加拿大20世纪70年代.加拿大建筑结构规度量结构可靠度.加拿大对荷载、荷载组合、钢结构、钢筋混凝土结构在可靠度方面作了深入的分析工作.对荷载组合的分析表明，加拿大原规范在不同的荷载 组合下，可靠指标分散性较大.对钢结构的分析表明，同统一规则进行了规定，其中提出了使用与失效概率不同长细比的钢柱β分散性较大.对混凝土结构的P一一对应的可靠指标β来度量结构可靠度.分析表明，薄板、配筋率高的梁和配筋率低的梁β分可靠度的分散性尽量缩小. 散性较大.加拿大改进结构可靠度的目的是要使结构 极限状态设计表达式为： 式中：恒载系数a取1.25.有利时取0.85：活载、风要性系数Y不应小于1.0.但当不易发生人员伤亡或 载、温度作用系数a.aw.a分别取1.5.1.5.1.25：重其它严重后果时不应小于0.8：组合系数中当L.W.7只一个时取1.0，二个时取0.7，三个时取0.6：抗力计算式中，问题由各种材料的结构规范解决. （2）美国上世纪80年代，美国国家标准局出了本专刊 National Bureau of Standards Spxecial Publica-tion577.名为美国国家标准A58以概率为基础的荷载这一套欧洲规范设计出的结构都能自动地满足β=准则的发展（A58为当时美国荷载规范）由Blingwood 等四人署名.分别代表规范标准、钢结构、钢筋混凝土结构、可靠性理论四个方面. 该专刊分析了荷载和材料大量的统计数据，以此为基础，全面分析了当时美国规范的规定，得出的结论套协调的设计规则，而不是用于给出结构真实的失效 是美国的目标可靠指标β=3.0（在重力荷载作用下）.发生率.以β=3.0为目标.优选荷载系数.得出1.2D1.6L，就按谁控制设计. 采用基于经验的1.4D1.7L.且一直沿用到今天.但（草案）和混凝土设计规范DIN1045（草案）已经屏弃 该专刊出版后的美国荷载规范，其荷载组合就用接受了美国荷载规范中所用的荷载组合及荷载系数，指标的大小来衡量其可靠度水平. 因此.美国钢结构是用了以概率理论为基础的设计方法（按容许应力设计者除外）.美国混凝土结构规范仍载，经过六年的工作，最新的德国荷载规范DIN1055 靠指标约提高0.6.可靠概率相当于提高了一个数量际混凝土2001年6月号上发表文章：从AC1318一99 以混凝土结构构件为例，经以上调整，结构构件可这种情况很快将改变.美国ACI318委员会主席在国改变到ACI318-02，表明2002年即将出版的ACI318在正文中将抛弃沿用多年的1.4D1.7L，改用美国荷载规范规定的荷载组合及荷载系数. （3）国际组织及欧洲规范20世纪80年代初，国际标准化组织ISO发布国际标准ISO2394《结构可靠性总原则》第1版，提出了基于概率的极限状态设计方于概率的极限状态设计方法和以可靠指标β作为衡量 法，最新版ISO2394：1998更加清楚明确地肯定了基可靠度的尺度. 20世纪70年代末JCSS出了一本结构统一标准规范的国际体系第一卷，对各类结构和各种材料的共 欧洲共同体委员会发起建立了一套设计房屋建筑和土木工程的协调一致的技术规则，后将此项工作交 给欧洲标准化委员会.现在出版的欧洲规范都还是预规范，待成员国试用一段时间后再修订成正式规范. Eurocode1设计基础，列出了分项系数设计表达式 指标β=3.8.欧洲规范将永久荷载系数定为1.35，可 在该规范中同时引出了承载能力极限状态的目标可靠变荷载系数定为1.5，又定出目标可靠指标为3.8.因而这个目标可靠指标主要用于Eurocode2-9各个结构设计规范的承载力计算，即确定各种材料系数（材料强度标准值与设计值之比）等，目的是使各种材料的各 种结构有一个共同的目标可靠指标，但这并不是说按3.8的要求.这一套欧洲规范并不是完全从目标可靠指标定出来的，有很大的经验成分.欧洲规范强调指 出，虽然可靠指标β与失效概率P有一一对应关系，但是β=3.8是一个概念上的数字，其主要用于发展一 中国的目标可靠指标为β=3.2（延性）.3.7（脆考虑到L/D过小时，上述组合还不足以保证安全，因性）.这决不是说美国安全度最低，欧洲最高，中国居而增加了1.4D.即1.2D1.6L与1.4D相比，谁大中.初步分析表明，我国在可需度计算中所考虑的因 素与欧美不完全相同，同时在荷载的调查统计中对荷载值的处理也与欧美存在差异，而这些都对可靠指标 （4）德国据2001年出版的德国混凝土年鉴刊

《混凝土结构设计规范》修订简介(十) 混凝土结构设计软件

夏绪勇，陈晓明，徐有邻（中国建筑科学研究院北京100013）

订对设计软件高度重视在修订过程中修订组与PKPM设计软件改版紧密结合并通过试设计，全面反映了修订 [摘要]利用程序计算和绘图已经成为结构设计的主要形式新版《混凝土结构设计规范）（CB50010-2010}修条文在软件中的落实本文从内力分析、构件设计、注意事项、程序检验4个方面，详细介绍了新版PKPM的修改内容与软件的实现供设计人员参考.

[关键词]钢筋混凝土：规范：PKPM;配筋设计

Introduction of revision of Code for design of concrete structures part X:Concrete reinforcement structure design software

Xia Xuyong Chen Xiaoming Xu Youlin( China Academy of Building Research Beijing 100013 China)

Abstraet: Software has bee the main fom of the civil engineering design. The design software is paid more attention toin the revisi of Gode r desig f cee srtzes ( GB 50010-2010) . Code preparati ps lely itegrated theimplementtion of PKPM design software. By way of trial design the revisin of the code was fally refeeted in theimplementation and modifcatioms of the new vesicm PKPM software were intrdoced uhich can pewvide reference for implementation of PKPM softare. From foee amalysis member design notes tets and several ther aspects thedesigners.

Keywords: reinforerment concrete; code; PKPM; reinforeement design

做到的是对“工程”负责而不只是对“规范”负责.

0前言

自20世纪末以来结构设计的方式有了很大的的繁重劳动提高了设计的速度和效率这是技术进 变化-运用计算机分析和作图大大减轻了设计人员步的结果.但计算机的应用是一柄双刃剑，除上述好处以外同时也产生了一些负面影响：结构设计本是复杂的、创造性的脑力劳动-原期望从低级重 复性的计算和绘图工作中解脱出来以后，设计人员可以进行更高级、更复杂的思维活动以提高设计的质量.但实际效果并不尽如人意，设计变成了简单的机械性操作.没有清晰的力学概念和必要的结构常识照样可以利用软件设计施工图-这种由“计 算机傻瓜”未经慎重思考而完成的设计，由于缺乏设计过程和计算书，如未经审核把关而直接用于工程很不可靠.

鉴于利用软件已经成为设计的主要形式，实际的形式加以落实-因此《混凝土结构设计规范》 混凝土结构的设计大多是通过设计人员以软件应用对设计程序提出了明确的要求，规范第5.1.6条规定：“采用的计算软件应经考核和验证其技术 条件应符合本规范和国家现行有关标准要求，应对分析结果进行判断和校核在确认其合理、有效后方可用于工程设计.“本次规范修订为落实上述规定，采取了以下措施.

1新规范的程序修订

（1）规范修订组吸收软件工程部人员参与规范修订全过程了解规范修改和增补内容的酝酿、讨论、修改、完善、落实-做到有关编程人员能够充分理解规范修订的技术背景.

规范不是指南和手册，并不解决具体的工程问题而只介绍设计的概念、原理及基本原则，设计是 创造性的思维活动，设计者应对规范的技术背景有深刻理解并能灵活应用，才能根据实际情况落实规范的要求.如果死抠规范条文，僵化机械地斤斤计较于枝节问题就难以做好设计.设计者应该真正

序并经7个单位对6种类型结构的10个典型工程 （2）在规范审查前，以送审稿为基础已编制程

适用性较好能够反映规范修订的原则和意图.

进行了试设计.结果表明：按修订规范编制的程序应）和构件自身挠曲的局部二阶效应（P-6效应）两种情况分别考虑

规范逐条对比列表表达了的改动内容及相应方法通过计算偏心距增大系数放大偏心距= （3）在规范最终定稿（出版清样）以后，对新旧程序修改的措施并交规范主编审核认可.对抗震、高规等相关规范，也采取了同样的措施.

原规范对于混凝土柱的二阶效应采用的是.n（ee.）来考虑轴压二阶效应的影响.这是将整体二阶效应与局部二阶效应一并考虑的近似方法.

（P效应）和构件曲引起的局部二阶效应（P-6 新规范明确将结构侧移引起的整体二阶效应效应）分别考虑.P4效应在规范第5章结构整体分析时考虑可以采用有限元方法或放大系数方法（附录B）：P-6效应在规范第6章构件承载力配筋法，该方法的基本思路与美国ACI318-08规范所用 计算时考虑.新规范的P-效应采用了C方方法相同计算挠曲构件中部产生二阶效应后的控制截面的弯矩设计值，但对排架结构柱的二阶效应按新规范附录第B.0.4条计算，仍保留了原规范的计算方式.

件.不仅要求准确反映规范修订的变化，同时也要 （4）根据上述对比和复核，修改、完善设计软求能够反映新规范“概念设计”的特点尽可能给设计人员以自主考虑和选择的机会.

（5）利用正式的设计软件，重新对试设计的10个算例进行再次设计.并通过比较设计结果，对所 有异常结果和存疑问题进行深入分析，确认程序的最终形式-

（6）在尽量完善修订规范设计程序的最终版本以后正式开始出版发行设计软件，即目前推广应用的 10版PKPM软件-

PKPM软件对于整体二阶效应（P-效应）采用了有限元计算的方式将考虑与否作为一个选项在设计参数中提供（图1）.局部二阶效应（P-8效应）则采用了新规范的C方法.对于排架结构柱，项提供在设计参数中（图1）. 按规范附录第B.0.4条考虑二阶效应，作为一个选

2构件设计中的修订问题

2.1材料和强度

本次规范修订倡导采用“高强度、高性能”材料在保证结构安全度的同时，提高材料的利用效率，以减少资源、能源的消耗达到“低碳”的目的.

新规范对混凝土材料采用的强度等级及指标取值有以下几点修改：1）C15级的低强混凝土仅限用于素混凝土结构：2）钢筋混凝土构件的强度不应低于C20;3）采用强度级别400MPa及以上的钢筋时， 混凝土强度等级不应低于C25；4）删除了原规范中关于受压小尺寸构件（截面的长边或直径小于300mm）混凝土的强度设计值应乘以0.8的规定.

钢筋材料新增了强度等级为500MPa的高强钢筋：规定梁、柱纵向受力钢筋的强度不低于400MPa 筋：用300MPa级光圆钢筋取代235MPa级光圆钢钢筋强度取值修改有：1）删除了原规范中“轴心受拉和小偏拉构件，当钢筋强度大于300MPa，按300MPa取值“的规定：2）计算柱及剪力墙约束边缘构件体积配箍率时，箍筋强度设计值不受360MPa 限制按实际钢筋强度取值.

图1受压构件二阶效应考虑设计参数

2.3斜截面受剪承载力计算

统一了箍筋受剪承载力系数；2）原规范承受均布荷 新规范斜截面受剪承载力的计算修改如下：1）载的普通梁箍筋对抗剪承载力的贡献为1.25fAh/s新规范统一为fAh/s.对于这类梁按新规范计算箍筋计算面积将增加，但按构造配筋时箍筋面积无变化；3）增加了轴拉作用下的受剪扭承载 力计算，完善了拉、弯、剪、扭共同作用下复合抗力的计算.

PKPM软件中增加了500MPa的高强钢筋-为兼顾过渡期或既有结构的设计在增加300MPa级光圆钢筋的同时，保留了235MPa级光圆钢筋.按 条文说明的规定235MPa级光圆钢筋的强度指标按原规范取值-

PKPM软件对普通楼面梁都按承受均布荷载作参考国外规范并在研究的基础上受压构件的用的梁进行斜截面抗剪计算斜截面承载力计算公式的修改会影响到箱筋面积.对于存在轴力的梁，

2.2受压构件的二阶效应

二阶效应分为结构侧移的整体二阶效应（P-效

2.4受冲切承载力计算

新规范受冲切承载力计算降低了多余的安全储备：1）混凝土板受冲切承载力计算公式中有效预压应力对承载力的贡献由原规范的0.15au_h调整为0.25a7_h：2）配置筋或弯起钢筋受冲 切截面限制条件由原规范的F≤1.05fmu_h.调整为F≤1.2fu_h.;3）配置箍筋或弯起钢筋受冲切承载力计算公式中混凝土承载力的贡献由原规范的0. 35f u_h.调整为 0. 5f _h.-

2.5裂缝宽度验算

新规范对裂缝宽度的计算作了较大的放松，公式与原规范相同，但是对荷载作用与计算参数作了两项改动：1）对于三级裂缝控制等级的钢筋混凝土构件最大裂缝宽度按荷载准永久组合（原规范为2）对于受弯或偏心受压的钢筋混凝土构件及预应力混凝土构件构件受力特征系数α.分别由原规范的2.1修改为1.9;1.7修改为1.5.

这两项修改对于钢筋混凝土构件的裂缝宽度计算结果明显减小减小幅度约30%.

2.6受弯构件度验算

相应于裂缝宽度的验算，挠度验算修改如下：1)对于钢筋混凝土构件挠度计算按荷载准永久组合计算（原规范为标准组合）：2）修改了准永久组合 条件下长期刚度的计算公式.

根据上面的修改内容新规范较原规范度计算结果减小减小幅度约10%-20%.

PKPM软件的施工图程序可以对楼板和梁根据据裂缝控制宽度反算需要配置钢筋的数量. 实配钢筋完成裂缝和挠度的计算校核，而且可以根

2.7框架柱的最小配筋率

新规范中柱纵向受力钢筋的最小构造配筋有所提高：1）非抗震情况下，采用400MPa钢筋时柱全0.55%；2）抗震情况下对于不同抗震等级情况下， 截面最小配筋百分率由原规范的0.50%调整到用400MPa钢筋时柱全截面最小配筋百分率较原规范增加0.05%；3）对于框架结构中的边柱、中柱，还须再增加0.10%.也就是说对于框架结构中的 框架柱柱全截面最小配筋百分率较原规范最大可能增加 0.15%.

2.8框架梁支座最大配筋率与受压区高度

框架梁端受拉钢筋的最大配筋率有所放松，由原规范的强条“不应”大于2.5%调整为“不宜”大

2.9连梁构造配筋率

2.10剪力墙边缘构件配筋

算；如果为轴压力则偏安全地忽略轴压力的影响.钢筋的配筋率不小于受拉钢筋的一半时，最大纵向 受拉配筋率可以放宽到2.75%.

框架梁支座受压区高度要求：抗震情况下一级不大于0.25h.，二、三级不大于0.35h.新规范第5.4.3条新增了对于非抗震情况下调幅梁最大受压区高度不大于0.35h.的要求.

PKPM软件是通过增加受压钢筋来控制受压区高度的，是否通过采用配置受压钢筋来控制受压区高度软件中提供了一个选择参数（图2）.当选择计入受压钢筋时如果计算出的受压钢筋面积达到受拉钢筋50%以上软件自动调整最大纵向受拉配 筋率放宽到2.75%.

图2框架梁端计入受压钢筋参数

连梁的构造配筋率在原规范中没有单独规定，一般设计都按框架梁的要求来控制最小、最大构造配筋-新混凝土规范、新高规都对连梁的最小、最大 构造配筋进行了单独的规定.

对连梁抗震情况下纵向受拉钢筋的最小、最大配筋率要求，薪规范与新高规的规定略有不同，PKPM软件目前是按照新高规来执行的.

新规范对剪力墙边缘构件配筋设计的要求有较多修改影响较大的有以下几项：1）约束边缘构件增加了对三级抗震底部加强区的要求；2）边缘构件的配箍特征值、长度根据轴压比大小作不同要求：轴 压比较小时，体积配箍率有可能减小到原来的60%边缘构件的长度也有大幅减小：3）构造要求的最小约束边缘构件长度有所减小，从原规范的（450mm1.5B）较大值调整为（400mm1.0B）的较大值.

新规范11.7.17条或新抗规第6.4.5条规定，一 在重力荷载代表值作用下轴压比较小时，根据二、三级底部加强区可以只设置构造边缘构件.是否按此执行在PKPM软件中提供了设计参数的选择(图3).

图3剪力墙边缘构件设置参数

结构分析与设计内力的修订问题

下面讨论影响结构整体分析结果与构件设计内力相关的几个问题

3.1梁刚度放大系数

楼板对梁刚度的影响，可以通过梁刚度放大系数反映.传统一般都是全楼指定一个统一的中梁刚度放大系数与边梁刚度放大系数而实际上楼板对 梁刚度的影响与楼板的厚度、梁的截面尺寸等因素有关.新规范第5.2.4条规定“刚度增大系数应根据梁有效翼缘尺寸与梁截面尺寸的相对比例确定”.如图4中两个不同截面尺寸的梁在相同的楼板布置下考虑楼板影响梁刚度增大系数为考虑有 效翼缘宽度的T形截面惯性矩与矩形截面惯性矩的比值

图4混凝土梁有效翼缘尺寸示意

上述两个梁的刚度放大系数分别为：

350mm×800mm梁： _ 2.532 × 105.153 ×10* = 1. 98

PKPM软件通过参数来选定梁刚度放大系数的计算方式（图5）可以选择按新规范自动计算取值， 也可采用统一的指定一个刚度放大系数，当选择“梁刚度放大系数按2010规范取值”时，PKPM软件自动按照新规范表5.2.4计算每根梁的等效翼缘宽度与刚度放大系数，梁刚度放大系数的不同取值确定的结构整体刚度会影响结构的周期、地震作用的 大小和梁柱的弯矩分配，对结构的整体分析结果有较大的影响.

图5梁刚度放大系数选择参数

对某框架工程，中梁的刚度放大系数分别采用1.02.0和按新规范计算3种情况下的结构前3阶周期和某一框架梁端的控制弯矩、配筋的比较结果列于表1.

刚度放大系数 第1附 0.828 1 1.0 0.725 9 2.0 新规范计算 0.720 3周期/ 第2附 0.674 3 0. 737 0 0.655 5 0.595 6 0.659 8某巢铺 M/kNm 第3阶 686 126- 0. 590 9 981A /mm² 2 767 4 057 4 268

3.2设计内力调整

新规范对于抗震情况下的强柱弱梁、强剪弱弯框架柱，内力调整系数有20%-30%的大幅提高 的内力调整系数有较大的修改，尤其是框架结构的（表2）其中一级按超配系数1.15列出数值.

框架结构框架柱内力调整系数比较 表2

抗震 强柱弱梁固端弯矩强剪弱弯节点核心区一级 等级 02版10版02版10版02版10版02版10版 1.4 1.7 1. 51.7 1. 41. 51.35 1.5二级 三级 1.2 1.1 1.5 1.3 1.2 1.1 1.5 1.3 1.1 1.2 1.3 1.2 1.2 1.0 1.3 1.2四级 1.01.21.01.21.01.1

当构件按地震作用控制设计时，内力调整系数的变化对构件的设计内力与配筋结果有着直接的影响：当配筋为构造要求控制时内力调整对配筋设计结果没有直接影响

3.3一级抗震剪力墙底部加强区设计内力

对于一级抗震剪力墙底部加强区剪力墙配筋计算采用的设计弯矩原规范规定的为墙肢底截面，也矩取±0.00位置墙底截面弯矩：新规范改为按各层 就是底部加强区其他各层的墙体配筋采用的设计弯各自的底截面弯矩进行剪力墙的配筋设计，这样，对于一级抗震的底部加强区除±0.00位置楼层外的其他底部加强区楼层，剪力墙正截面计算配筋会有较大幅度的减小.

4 新旧规范软件计算比较的注意事项

采用新版本的10版PKPM软件与原规范版PKPM软件进行相同工程条件计算对比时，需要注意下述问题

4.1采用相同的梁刚度放大系数计算

原规范版本梁刚度放大系数中梁、边梁全楼分别采用统一的一个值，而采用10版PKPM打开旧工程数据时，程序会自动选择“梁刚度放大系数按2010规范取值”采用新规范分别计算每个梁的等 效翼缘宽度与刚度放大系数.为了保证结构刚度一致，需要去掉该选项采用与原规范一致的中梁刚度放大系数-

4.2连梁刚度折减系数新旧规范要求不一样

原规范对于的荷载工况计算都采用了连梁

刚度折减系数，而新规范只对地震作用分析考虑连对，10个实例对于结构体系和构件形状尺寸的合理梁刚度折减，恒、活、风荷载作用不考虑连梁刚度折确定、混凝土强度和钢筋品牌的优化选择以及对设减.为保证对比分析时新旧规范版本软件计算采用计方案的自主选择等都作了充分考虑，因此设计实 的连梁刚度相同，可以在新旧规范版本软件计算参数中把连梁刚度折减系数都取1.0（图6）.

例具有设计样板示范的作用-

这一轮正式设计的结果与试设计相差不大，主要结论如下：

度的条件下，混凝土用量无明显变化，用钢量有波 （1）修订规范与原规范比较在适当提高安全动，与采用钢筋的品牌与强度有关.

图6连梁刚度折减系数

（2）修订规范增加配筋的因素有：箍筋抗剪承载力计算修改降低：保护层厚度加大引起有效高度减小：高强钢筋带来锚固、搭接长度增加：最小配筋 率调整增大；抗震构造措施加严.

4.3排除计算长度系数不同带来的柱配筋差异

在原规范中规定，当水平荷载作用产生的弯矩占总弯矩的75%以上时需要按原规范第7.3.11-3条确定计算长度系数.原规范版PMPM软件中提供了执行这一条的参数选项（图7），当执行这一条 时部分工程可能确定出来的柱的计算长度系数较大，导致配筋较大，新规范把这一条取消了，为了保证新旧规范版本软件计算对比时计算长度系数相7.3.11-3条确定计算长度系数. 同采用原规范版软件计算时，选择不要考虑第

（3）修订规范减少配筋的因素有：正常使用极限状态改用准永久荷载组合：裂缝宽度计算值减小；柱的约束箍筋体积配率以抗拉强度计算；采用机械锚固、机械连接等缩短长度-

（4）应合理选择混凝土结构的主力配筋为400，500MPa级钢筋及各种预应力筋；300MPa级作辅助配筋.同时发展钢筋机械锚固、各类接头形式以及专业加工配送推进建筑产业化进程.

同情况用钢量减少差异较大：荷载、内力很大且由承 （5）采用高强高性能钢筋取代低强钢筋后，不载力确定配筋时效果明显：荷载、内力不大而由构造配筋的情况效果不明显.

图7原规范版软件混凝土柱计算长度选项

4.4排除保护层厚度意义不同带来的差异

工程适用性较好，在适当提高安全储备、抗灾能力 （6）综上所述，修订规范版PKPM设计软件的和耐久性的情况下通过技术进步和采用高强钢筋，总用钢量稍有下降，有效地落实了节材、减耗、环保的目标.

在原规范中定义的保护层厚度为纵向受力钢筋的保护层厚度导算梁、柱有效截面高度h等于截面 的保护层厚度原规范版本PKPM软件中根据输入高度减保护层厚度，再减12.5mm，其中12.5mm为主受力钢筋直径的一半，新规范为最外层钢筋的保护层厚度对于梁柱构件来说通常是箍筋，也就是保 护层厚度为箍筋外皮到构件表面的距离.10版PKPM软件在计算有效截面高度时按链筋直径为10mm计算h.等于截面高度减保护层厚度，减去10mm再减去12.5mm.这样在新旧版本软件中如果设定相同的保护层厚度新版本软件中计算出的 有效截面高度较原规范版本的小10mm，为了保证有效截面高度相同，在进行相同条件新旧版软件对比时可以在新版软件计算时设定的保护层厚度取旧版保护层厚度减10mm.

规范修订的培训和设计软件-工程算例的讲解，宣贯 目前国家标准管理组和软件工程部正通过对规范的修订技术背景，并引导设计人员正确利用设计软件进行工程设计，

6结语

凝土结构理论将不断发展，设计规范也不可能尽善 随着结构材料、安全抗灾、工程需求的变化，混尽美而将通过科研试验和工程实践继续修订.从来规范修订只解决在一定条件下的合理稳妥和相对安全.由规范引起的某些不足在所难免反映在设 计软件上也不可能合理地解决的工程问题，但是设计软件必须能够正确反映规范修订的意图：因此正确、深入理解规范修订的技术背景才是最重要

5 新版程序的检验

根据设计规范的要求，计算软件应经考核和验证国家标准管理组和软件工程部用正式版本的设计软件重新对试设计的10个工程实例再度设计并的，结构设计程序的编制应紧密依靠规范修订和规进行校核检验，再设计目的不是与原设计作简单比

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