刘畅、卢星存等-深圳大学设计教学楼异形体结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 深圳大学 设计教学楼异形体结构设计 刘畅 卢星存 张剑 （深圳大学建筑设计研究院，深圳518060） 提要：本文简要介绍了深圳大学设计教学楼演播厅、展览厅的异形体结构设计.
该异形体的柱、墙由下至上向外 双向倾斜，同时两个异形体之间无柱，最大间距为18n，结构设计时采用合理的有限元计算模型，对其进行了承 载力、变形及舒适度的计算分析，较真实的反映了结构构件的受力性能，可以为类似工程提供一定的经验参考.
关键词：斜柱，竖向振动频率，竖向振动加速度 1工程概况 深圳大学设计教学楼位于深圳大学南校区，由教学办公楼、演播厅及展览厅组成，总建筑面积4.5万 m²，设置一层地下室，用作车库、设备用房及核六级人防工事：教学办公楼地上十层，演播厅及展览厅地 上三层.
演播厅及展览厅与办公楼设置抗震缝脱开，本文仅介绍演播厅、展览厅的结构设计，其建筑高度 为16.700米，其建筑效果图见图1-1，由图可见，演播厅、展览厅为双向倾斜的异形体结构，以下简称异 形体.
图1-1演播厅、展览厅建筑效果图 2基础设计 基础形式为预应力高强混凝土管桩基础，持力层为强风化花岗岩.
桩型为Φ500AB型，壁厚125，单 桩竖向抗压承载力特征值为2300KN.
3异形体结构体系 异形体三层以下结构体系为现浇钢筋混凝土框架-剪力墙结构，框架柱为双向斜柱，最大倾斜角度23.5 度，建筑要求框架柱之间的墙体为现浇钢筋混凝土墙，以力求达到清水混凝土的立面效果，钢筋混凝土墙 自下而上亦双向倾斜，框架柱与周边钢筋混凝土墙构成左右两个双向不规则倾斜的钢筋混凝土异形筒体， 两个异形体之间最大距离将近18.0m.
异形体共两层，一层层高6.0m，二层层高5.1m.
二层异形体外楼面 为连廊及室外休息平台，三层为绘画教室.
三层楼面为转换层，三层以上结构体系为钢筋混凝土框架结构.
本工程地下一层，计算嵌固端设置在地下室顶板，地下一层与一层的侧向刚度比大于2.
异形体示意图、
5异形体结构计算分析 5.1计算软件、模型 本工程采用建筑结构通用有限元分析与设计软件MIDASGenVer.800版，进行多遇地震下的静力计算 分析和舒适度分析.
结构分析模型由弹性梁单元与板单元构成： （1）梁、柱 MIDAS软件中梁单元由2个节点构成三维梁单元，以铁木辛柯梁理论为基础，可考虑剪切变形的影响， 这种梁单元具有拉、压、剪、弯、扭的变形刚度，因此可以同时模拟梁和柱单元.
（2）墙、板 由于MIDASGENVer.800无法建立斜墙单元，采用板单元来模拟斜墙.
并使用了以Mindlin板为基础 的厚板理论的厚板单元.
板单元的每个节点具有x、y、z轴方向的移动的线性位移自由度和绕x、y轴旋 转的旋转位移自由度如图5-1，板单元可以考虑平面外的弯曲刚度.
同时为了分析楼板中应力分布情况， 采用板单元建立楼板.
8AT4≤TE) 图5-1 MIDAS 中板单元 3
计入竖向地震作用.
50年一遇风荷载为0.75KN/m².
（1）周期与振型 结构的第一阶振型表现为Y向的平动，第二阶振型表现为X向的平动，第三阶振型表现为扭转，结构 扭转为主的第一自振周期Tt与平动为主的第一周期T1之比为0.85.
X方向的有效质量系数为93.6%，Y 方向的有效质量系数为95.8%，满足规范90%的要求.
前三个振型云图如表所示.
表5-1前三阶振型 周期（s） MIDAS振型计算结果 0.617 0.548 0.528 （2）剪重比 根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）第5.2.5条，应对结构的水平地震剪力系数进行检查，以 满足要求.
计算结果表明各层剪重比均大于规范中要求的0.016.
（3）层间位移角 本工程为柱、墙由下至上向外倾斜的异形体结构，楼层在发生剪切变形时，会引起楼层绕水平轴的转 动，整体结构的弯曲变形增大，即异形体结构的水平位移会比直筒结构大.
规范风荷载和地震作用下的层 间位移角计算结果如图5-2和图5-3所示.
由图可知，位移角满足规范要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3 1 1 1 1 层 楼2 地震作用下X方 层 风荷裁作用下x 1 向层间位移角 方向层间位移角 .地震作用下y方！
.风荷裁作用下y 1 向层间位移角！
1 方向层间位移角 1 1 1. = 1/s50 = 1/550 = 1/800 1 1/800 1 1 0 0.0005 0.001 0.0015 0.002 0 0.0005 0.001 0.0015 0.002 位移角 位移角 图5-2风荷载作用下的层间位移角 图5-3地震作用下的层间位移角 （4）扭转位移比 计算结果表明，在规定的水平地震作用下，楼层的最大弹性水平位移（层间位移）与其平均值之比均 小于1.2，本工程不存在扭转不规则.
（5）楼层侧向刚度比 《高层建筑混凝土结构技术规程》第3.5.2条规定，本楼层侧向刚度与相邻上层的比值不宣小于0.9： 当本层层高大于相邻上层层高的1.5倍时，该比值不宜小于1.1：对结构底部嵌固层，该比值不宜小于1.5. 各楼层X、Y方向的刚度比如图5-4，5-5所示.
3 ...X向刚度比 Y向刚度比 0.9 0.9 层 0 2 4 0) 2 4 刚度比 刚度比 图5-4X向刚度比 图5-5Y向刚度比 6楼盖舒适度分析 楼板的自振频率是结构固有特性，与结构的质量和刚度有关.
当楼板跨度较大，楼板的自振频率较低 时，在人行荷载的频繁作用下容易引发共振.
为避免共振的发生在设计楼板时，楼板的自振频率应高于人 的活动频率.
《高层建筑混凝土结构技术规程》规定，楼盖结构的竖向振动频率不宜小于3HZ，竖向振动 加速度峰值不应超过规范所列表中的限值.
本工程依据《高层建筑混凝土结构技术规程》对设计教学楼异形体之间的悬挑范围内的楼板进行舒适 度评估，评估方法采用楼板整体振动特性与楼板局部振动特性的双控标准，即控制楼面结构的整体振动频 率基本不小于3HZ，且人行荷载作用下最大振动加速度应满足规范要求.
5
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刘灿、陆道渊等-长沙世茂塔楼结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 长沙世茂塔楼 结构设计 刘灿 ，陆道 渊，路海臣，黄良，李敏，童建歆，赵凯 （华东建筑设计研究总院.
上海200002） 提要：长沙世茂塔楼采用圆钢管混凝土外框柱-混凝土核心筒混合结构体系.
本文介绍了基础形式、塔楼结构体系以及结 构计算的主要结果，另外对结构的嵌固端、弱连接连廊以及圆钢管混凝土梁柱节点等主要结构特点进行了闸述.
最后对人 工挖孔桩的施工注意事项进行了说明.
美键字：超高层：混合结构体系：人工挖孔桩：圆钢管混凝土柱；嵌固端：弱连接连廊； 1、 工程概况 长沙世茂滨江项目D-8-2地块位于湘江西侧，岳麓大道以北，靠近湘江二桥.
项目地上总建筑面积约 148 371平方米，由一栋超高层酒店兼办公综合体及其配建多层裙楼组成.
综合体塔楼结构高度为216.400 米，建筑高度为241.000米.
地下3层.
裙房地上4层，地下3层：土0.00绝对标高为44.500，底板面标 高-14.300m.
酒店塔楼和裙房地下连成整体.
上部结构综合体、裙房及住宅各自独立，采用连廊连接.
图 1.
塔楼功能包括办公、酒店，办公层层高4.0m，酒店层层高3.8m，设备/难层层高为7.5m和5.75m.
建筑剖面图见图2.
本工程塔楼采用圆钢管混凝土外框柱-混凝土核心筒混合结构体系，与裙楼在首层以上设防震缝断开.
塔楼的设计使用年限为50年，主要构件的耐久性设计使用年限为100年：抗震设防类别为重点设防类（乙 类建筑）.
本工程抗震设防烈度为6度，设计地震分组为第一组，按规范的设计基本地震加速度0.05g.
图1建筑效果图 图3桩型布置图
场地内埋藏的土层从上到下为人 工填土层，第四系坡积层、第四系上更新统冲积层、第四系残积层，下伏基岩为元古界板岩.
塔楼地下室埋深14m，采用桩筏基础（图3），桩型为带扩大头的人工挖孔桩，有效桩长平均为27m， 桩身混凝土设计强度等级为C40：筏板厚度核心筒区域为3.5m，外围2m，混凝土设计强度等级为C40.
桩端以7-2层中风化板岩为持力层，入岩深度取桩端全面进入持力层不小于2m.
桩的尺寸以及单桩 承载力见下表1，单桩承载力仅考虑桩端阻力.
桩型见图4. 桩布置外围框架柱下一柱一桩，核心筒内在竖向力大的核心筒外墙下布置椭圆形大直径桩，在竖向力 较小的核心筒内墙内均匀布置直径较小的桩，同时保证桩布置整体平衡和局部平衡.
该布置方案传力直接、 桩之间的间距满足《建筑桩基技术规范》的要求，是一个经济合理的方案.
A型 x B型 图2建筑剖面图 图5塔楼结构计算模型 图4桩型示意 表1工程桩桩型 编号 桩身直径 扩大头直径 单桩承载力 (mm) (mm） 特征值（KN） 桩型 3400 4900 78300 A型 2 3200 4600 66400 A型 2800 4400 97750 2100 3500 B型 2300 3200 32000 A型 4200 6000 113000 A型 3、 上部结构体系 该工程为风荷载起控制作用.
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010)中4.2.2的规定：承载力 计算时，基本风压应按基本风压值的1.1倍采用：位移计算时，基本风压可按50年重现期的风压值采用， 50年一遇的基本风压为w=0.35kN/m²，地面粗糙度类别为C类.
结构整体刚度控制需要满足三个方面的要求：①结构在侧向力下的层间位移限值：②结构的整体稳定 （刚重比），主要控制在风荷载或者水平地震作用下，重力荷载产生的二阶效应不致过大，以免引起结构
考虑环带桁架施工不便、结合满足建筑功能要求，确定采用 不带加强层的双重抗侧力结构体系即钢管混凝土柱-钢梁框架钢筋混凝土核芯筒，以抵抗风和地震产生的 水平作用.
详见图5塔楼结构计算模型与图6塔楼标准层结构布置图.
塔楼办公标准层 塔楼酒店标准层 图6塔楼标准层结构布置图 塔楼核芯筒从承台面向上伸延至大厦顶层，贯通建筑物全高，容纳了主要的垂直交通，并承担竖向及 水平荷载.
核芯筒平面基本呈三角形，位置居中，质心与刚心基本一致.
核芯筒采用钢筋混凝土剪力墙结 构.
核芯筒的混凝土等级由低区到高区分别采用C60、C50、C40，提高构件抗压、抗剪承载力的同时，可 有效降低结构自重及地震质量.
外墙的墙体厚度为1200mm~400mm.
塔楼核芯筒外采用钢梁钢筋桁架楼 承板.
核心筒外楼板厚度为110mm~130mm：核芯筒内采用钢筋混凝土楼板，板厚为150mm.
楼面钢梁的跨度为10~11m，楼面梁与核心筒墙为铰接，与外框柱为刚接，楼面梁与核心筒铰接节点 详图7.
外围框架柱采用圆钢管混凝土柱，本工程所用的圆钢管混凝土柱的最大直径为1400mm，钢管内壁厚 为30mm.
钢管内设置栓钉保证外包钢管和内部混凝土的共同作用.
钢管内混凝土采用微膨胀混凝土，保 证钢管内混凝土浇捣密实.
/ 上=m 图7主/次梁与混凝土墙体较接典型节点 4、结构计算主要结果 在设计中使用了SATWE软件进行分析和设计，用杆单元模拟柱和梁，用壳单元模拟剪力墙，用膜单元 模拟楼板.
结构阻尼比取4%，结构计算的主要指标见表2.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2结构计算的主要指标 项目 SATWE 周期 振型 结构基本自振 T1 6.07 Y向 周期/s T2 5.63 X向 T3 3.50 扭转 地震作用下 x 1/1494 最大层间位移角 1/1432 风荷载作用下 X 1/1140 最大层间位移角 Y 1/1052 地震作用下 x 12221 基底剪力/kN 11474 风荷载作用下 X 16057 基底剪力/kN Y 15043 结构总重量/t 172046 结构的主振型以平动为主，以扭转为主的第一振型周期与以平动为主的第一振型周期比为0.58.
结构 要求，首层的最大层间位移角不大于规程限值的40%时，该楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移与该 楼层平均值比值可以适当放松，但不应大于1.6，满足规范的要求.
结构的楼层剪重比最小值为0.67，满足 规范的要求.
结构的楼层刚度比为1.64，满足规范稳定性要求，需考虑结构的P-A效应.
5、结构设计特点 5.1结构嵌固端 常规为了减少结构计算高度，将嵌固端设置到土0.000层，需要满足《抗规》的规定：①地下室的抗 侧刚度大于嵌固层以上楼层抗侧刚度的2倍以上，②本层楼板没有大开洞.
根据相关研究得出，土体的侧 向约束刚度较弱，土体对塔楼地下室结构的约束作用很小，本工程土层水平抗力系数的比例系数（M值） 取3，考虑较少土约束作用.
M值越大表示土对结构的约束作用越强，一般可取2.5-100之间.
本工程有 条件将嵌固端设置到土0.000层.
根据规范规定，地下室的抗侧刚度可以考虑地上结构周边外延20m的范 围内，本工程塔楼外围20m范围内部分为地下室外墙，可以提供较大刚度.
另外在建筑允许的范围内，如 建筑楼梯周边等位置适量增设地下室墙体.
详图8下室竖向结构布置图.
由于室外地坪覆土等需要，楼板 有高差，采取框架梁加腋的构造做法（图9）有利于水平力传递.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 图8地下室竖向结构布置图 图9梁加胶构造做法 5.2弱连接连廊布置 塔楼与裙房之间在3层~5层用弱连接连廊连接.
图10.
历次震后观察，连廊的破坏在地震中较为常 见，且具备下面特点： （1）当连廊与两边主体结构的连接形式采用刚接时，在地震中場落少一点，但一旦拉断坠落，与连 廊连接的主体结构也破坏严重.
（2）当连廊与两边主体结构的连接形式采用滑移支座时，连廊较为容易塌落，两边主体结构一般无 影响.
（3）当连廊搁置在主体结构的牛腿上，连廊更常塌落，设计时应该保证连廊与主体可靠连接.
本工程连廊设计考虑塔楼与裙房的总高度相差大，靠主楼一侧采用滑移支座：图11.
而靠裙房一端采 用盆式铰接支座，支座与主体结构可靠连接.
而滑移量以及支座受力提高到大震弹性的情况考虑.
AA 图10空中连廊位置示意 图11连廊钢梁与钢管砼柱滑移连接节点详图 5.3圆钢管混凝土梁柱节点 圆钢管混凝土柱的外围钢管对管内混凝土形成三向约束作用，具备较高的承载能力和延性，且施工质 量容易保证.
钢管混凝土与梁连接的节点区是薄弱环节，需要特别关注.
图12为钢筋混凝土叠合柱与混 凝土梁的连接节点做法.
在梁柱连接位置需要设置牛腿保证剪力的有效传递，且在圆钢管柱内需要在梁钢 筋的相应位置设置隔板保证梁内拉压应力的有效传递.
图为钢管混凝土柱与钢梁的固结节点.
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刘枫、刘军进等-超高层结构竖向压缩变形对单元式幕墙设计影响.pdf
第二十三届高层建筑结构学术会议论文2014年 超高层 结构竖向 压缩变形对单元式 幕墙设计影响 刘枫 ，刘军进 ，孔慧，程卫红，李建辉，孙在久2 （1中国建筑科学研究院，北京100013；2中建幕增有限公司，北京100037） 提要：超高层结构竖向压缩变形不可忽视，其主体结构层间竖向压缩变形差可能对单元式募墙节点的竖向变形 间隙预留设计产生影响.
本文以超高层工程项目为背景进行施工模拟计算，分析不同区段，募墙构件安 装完成后的层间整向压缩变形差值，计算时计入重力荷载、混凝土收缩、混凝土徐变等因素的影响，考 察各种影响因素的影响比例：比较不同高度的超高层建筑的层间竖向相对变形值对幕墙设计的影响：检 验超高层建筑竖向压缩变形值增大，是否会造成超高层建筑幕端的竖向变形预留间原不足的问题.
根据 上述分析计算成果，给出相应的幕墙设计建议.
关键词：竖向压缩变形，单元式幕墙，施工模拟，收缩徐变 1引言 近年来，我国已经成为世界超高层建筑发展中心之一，与一般的多高层建筑相比，超高层建筑结构的 重量大，在竖向荷载作用下，各个不同竖向构件在压应力水平、材料方面存在明显差异：在结构施工时， 核心筒施工往往先于周边框架柱施工，造成各部分结构受荷时间有先后：加上混凝土材料的徐变、收缩等 非荷载作用的影响，超高层结构必然产生不可忽视的竖向压缩变形.
随着超高层建筑的发展，对结构竖向压缩变形的分析研究是学者和设计者非常关注的问题.
基于计算 机在结构中的广泛应用，学者们提出通过施工模拟来考虑施工过程对结构的影响.
近年来，施工模拟技术 在超高层建筑设计当中的应用技术日趋成熟，范重，孔相立，刘学林（2012）对超高层建筑结构施工模拟 技术最新研究进展与实践进行了比较完整的总结，并给出了相应的工程应用实例.
从70年代开始，国际 上才逐渐研究高层建筑中混凝土收缩徐变引起的竖向变形间题，时至今日，对于超高层建筑面言，收缩徐 变的影响不能忽略已成为各界的共识.
上述研究成果的重点主要放在超高层建筑竖向压缩变形对主体结构的影响上，而上述竖向压缩变形对 幕墙设计的影响则研究较少.
玻璃幕墙作为现代建筑的标志，被广泛应用于超高层建筑中.
在超高层建筑中大多选用单元式玻璃幕 墙.
在幕墙设计中，幕墙自身结构需采用各种构造措施以实现各方向的位移、伸缩、变位能力，从面适应 主体结构的变形需求.
现行规范对单元式幕墙的竖向变形间隙预留并没有特别明确的规定，如果参考幕墙规范中上下立柱之 间的缝隙预留，此值应在15mm以上.
那么，对于超高层建筑而言，竖向压缩变形值增大是否会造成超高 层建筑幕墙的竖向变形预留间隙不足，本文即就此项内容开展研究工作.
2主体结构竖向压缩变形与幕墙节点竖向变形间隙预留 2.1幕墙节点竖向变形间隙预留 作者筛介：刘枫（1975）女，研究员
昆明西山万达广场的主要幕墙形式 为明框单元式玻璃幕墙.
单元式幕墙单元体的竖向插接典型节点如图1所示，具体的插接位置在图1所示的细节1方框内，细 节1局部放大见图2，可见，公母框竖向变形的间隙尺寸在本项目中预留为25mm，公母料之间填充的是 可以收缩的海绵体.
通常，单元体幕墙的竖框高度为一个楼层高（或两、三个楼层高），昆明万达超高层 写字楼的标准层高为4.1m，这就意味着每4.1m，单元体幕墙有一个25mm的竖向预留间隙，图3可以更 加清楚的看到这个间隙的示意图.
细节1 r2-56 即HX%) B#1±(392) ()E 图1昆明西山万达单元式募墙单元体的竖向插接典型节点 图2单元体竖向插接典型节点细节1 图3单元体竖向插接典型节点一竖向变形间除预留示意图
也就是说，在进行竖向变形预留间隙计算时， 我们只需要考虑幕墙单元体安装完成后所发生的竖向压缩变形量，而且是层间竖向压缩变形量的差值.
2.2主体结构竖向压缩变形对幕墙竖向预留间隙设计的影响 根据上节所述，可知主体结构的竖向压缩变形对幕墙节点的竖向预留间隙设计确有影响，主体结构竖 向压缩变形过程示意可参见图4.
硬计图航目标位系 交使第-吾柱 d11 为H1 在H11 表氧作附下压痛量 社是向压变部 d12为16-2荷膜月下压维量 社里向压幅形 第三阶柱 d136H3开下量 在向压烯失 d229H2在13表作时下量 31 为H3在H3 有氧作用下至等量 ① ② ③ ④ 图4主体结构竖向压缩变形模拟 以图4的第二层柱为例，第二层柱在第7步长度变为H2dl11-d21-d22，假定第二层的幕墙是在第5步 进行安装，即安装时幕墙的长度为H2d11-d21，则主体结构竖向压缩变形差为（H2d11-d21-d22）- (H2d11-d21) =-d22.
此值可以通过（第7步第二层柱顶和柱底两点的位移差）-（第5步第二层柱顶和柱底两点的位移差） 计算出来.
如下所示： 第7步第二层柱顶和柱底两点的位移差=-（d12d13d21d22）（d11d12d13）=d11-d21-d22： 第5步第二层柱顶和柱底两点的位移差=-（d12d21）（d11d12）=d11-d21： （第7步第二层柱顶和柱底两点的位移差）-（第5步第二层柱顶和柱底两点的位移差）=-d22.
这里d22就是幕墙节点为竖向变形预留间隙的最小尺寸.
3苏州中南中心（600m）竖向压缩变形对幕墙设计影响分析 3.1项目概况 “苏州中南中心项目”位于苏州市工业园区金鸡湖畔湖西CBD商务区F地块，东面正对金鸡湖，毗 邻东方之门和苏州中心.
“苏州中南中心项目"由一幢137层塔楼及8层裙房组成，主体建筑上人高度598m， 塔楼与裙房在地面以上用抗震缝分开，形成独立的抗震单元.
项目效果如图5所示.
本工程塔楼结构采用巨型框架核心筒伸臂桁架结构体系.
核心筒在平面上呈正方形，为典型的4x4 置一对（共8根）巨型钢骨混凝土巨柱SC1，巨柱SC1外形呈长方形，随高度方向逐渐减小，在建筑角部
苏州中南中心塔楼典型楼层平面布置见图6. 根据建筑功能要求，结构30层以下标准层层高4.4m，30层至100层的标准层层高3.8m，100层以上 标准层层高3.75m，全楼共142层.
角柱SC2 边柱SC1 图5苏州中南中心效果图 图6苏州中南中心塔楼结构平面布置图 3.2计算模型 本项目采用SAP2000软件进行施工模拟计算，计算模型如图7所示.
巨型钢骨混凝土边柱截面沿高度从3000x6500mm逐步收缩到1800x1800mm，采用C70混凝土，截面 含钢量4%~4.5%：模型巨型钢骨混凝土角柱采用等效巨型截面，沿高度从3600x3600mm逐步收缩到 1350x1350mm，采用C70混凝土，截面含钢量4.5%~5.1%.
核心简混凝土墙体厚度沿层高从1300mm~900mm 逐步收缩到500mm~400mm.
核心筒墙体全楼范围布置少量型钢，混凝土强度等级C60.
结构主次梁、伸 臂桁架及环桁架均采用钢结构，型钢和钢板均采用Q345.
模型巨柱和核心筒墙体混凝土均采用壳单元，型钢梁柱均采用梁单元，混凝土楼板及钢板采用壳单元.
基于研究目的，模型进行了如下简化： （1）模型苏南中心仅保留至主体建筑上人高度（598m）： （2）模型对结构荷载进行了标准层归并，仅定义结构自重、附加恒载和幕墙荷载，便于定义施工模 拟工况.
本次徐变和收缩计算采用1990CEB-FIP模式规范（混凝土结构）进行.
E (28) p(r .
) 混凝土收缩计算公式为：8（.r）=6β（1-1） （2）混凝土所处环境：平均相对湿度65%，平均温度从5℃至30℃.
(3）β=5，普通或快硬水泥.
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构整体模型 核心筒 巨柱及环形析架 伸臂桁架 图7苏州中南中心塔楼结构计算模型 3.3荷载取值及施工模拟工况定义 在进行施工模拟计算时，考虑如下荷载： （1）恒荷载：①结构自重：结构自重由程序根据输入截面自动计算：②楼面附加恒荷载：2.1kN/m²： ③单元式幕墙立面自重：1kN/m²： （2）楼面活荷载①办公室：4.0kN/m²：②核心筒机电区：5.0kN/m²：③设备层：7.0kN/m²： （3）风荷载：基本风压：0.5kN/m²（100年）.
为了完成结构的施工模拟计算，需要假定结构的施工顺序.
假定4层为一组，核心筒施工先行，外框架与核心筒相差4层（20天），混凝土板浇筑比外框架施工 滞后4层（20天），装修比混凝土板滞后8层（40天），幕墙安装比装修滞后16层（80天）.
以整个结构 施工完成后两年作为计算时间点.
根据已有实验结果，混凝土徐变和收缩早期发展很快，大部分徐变和收 缩会在施工完成后两年以内完成.
3.4柱顶位移时间历程 图8所示为第68层边柱顶位移时间历程曲线.
图中分别表示了柱顶的弹性位移、徐变位移和收缩位 移的时间历程，可见，在结构施工完成两年后，混凝土徐变和收缩已完成70%以上.
0 300 600 1200 1500 1800 0 10 数30 移 -40 弹性位移 -50 徐变位移 -60 收缩位移 图8苏州中南中心第68层边柱顶位移时间历程曲线
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刘林林、董全利等-西红门商业综合区3H酒店结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 西红门 商业综合区 3H酒店结构设计 刘林林 ，董全利 ，罗建国 （悉地(北京国际建筑设计原间有限公司，北京100012) 摘要西红门商业综合区3H酒店地下2层，地上7层，结构高度33.50m.
本工程的建筑立面造型和使用功能较为 复杂，存在局部竖向收进、超长悬携、平面凹凸不规则及首层大范围夹层等不利于结构布置的因素.
此外，因建 筑功能限制，剪力墙偏置严重、数量偏少且较为集中，结构扭转效应十分明显.
通过调整结构布置，取消斜柱并 调整首层夹层为吊挂式全钢结构，改善了结构体系的受力性能，也有效地避免了设计中可能存在的超限问题.
针 对部分楼层剪力墙墙柱剪压比超限的情况，采用内嵌钢板的剪力墙以增强其抗剪能力.PKPM和YJK两种软件的计 算结果表明，调整后的结构体系满足抗震设计要求.
关键词高层建筑，不规则，抗震性能，大悬挑，钢夹层 1工程概况 北京大兴西红门综合开发项目三期位于大兴新城北端，北临西红门南二街，南临西红门南环路，西至 西红门西区一号路，东至西红门西区二号路，包含写字楼、商业和酒店多种业态.
项目总建筑面积210 352 m，其中地下面积为72 554m，地上面积为137 798m.
总体布局有5座单体，如图1、2所示，其中3A、 3B、3C为集约型写字楼，平均地上18层，总高约80米：3U为定制化产品，地上11层，总高约45米： 3H为酒店，地上7层，总高约40米：此外还包括两座单层会所3L.
地下室2层，局部有夹层，为设备用 房和停车库，地下室底板顶标高约-11.5米.
3B 3C 3A 3H 图1建筑效果图 3H酒店位于整个地块的东南角，主体结构为局部采用型钢混凝土构件的钢筋混凝土框架-剪力墙结构， 其设计使用年限为50年，抗震设防类别为丙类，安全等级为二级，所在地区的抗震设防烈度为8度（0.20g）， 设计地震分组为第一组，场地类别为II类，多遇地震下，水平地震影响系数最大值amax=0.16，设计特征 周期为0.35s.
风荷载按50年重现期取值，风压值为0.45kN/n，地面粗糙度为C类.
基础采用天然地 基上的筏板基础.
作者摘介：刘林林（1982一），男，博土，工程师
标准层平面尺寸约为75X20m，属于超长结构，需要考虑温度应力影响，且对 整体抗扭性能不利.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 （2）平面布置存在多种不利因素.
底部两层平面尤为明显，如平面左上方存在较为不利的尖角，平面 右下方存在较大悬挑，以首层顶处悬挑最大，其最大悬挑长度约为8n，需要考虑竖向地震影响.
（3）沿竖向存在收进情形.
平面沿左右方向的收进自首层项始至三层顶止，平面下方悬挑端自首层顶 起逐层向内收进直至屋面层.
（4）剪力墙数量较少且偏置严重.
由于建筑使用功能的制约，仅允许布置三个剪力墙小筒，且集中于 平面上偏中间、偏左范围内.
一方面，剪力墙偏于中间，难以提供较高的抗扭刚度，另一方面，地震剪力 较大的底部楼层范围内的剪力墙抗剪能力不足，对结构的安全性也产生了不利影响.
此外值得注意的是，首层5.55m标高处存在管线夹层，即此夹层层高仅有1.90m.
由于设备专业使用 及首层净高要求，夹层面积较大且层高较低.
采用传统的钢筋混凝土方案，会导致夹层的抗侧刚度与其相 邻楼层之间的差距较为悬殊，引起构件的受力突变，若在计算过程中将混凝土夹层作为一个标准层建模， 夹层上、下的竖向构件设计结果差异较大，这是不合常理的.
同时，其楼层抗剪承载力比也难以满足规范 要求吗，成为新的超限问题.
2.2超长悬挑 在处理悬挑端内收时，原方案采用了如图4所示的斜柱方案，即在首层顶的悬挑梁上起型钢混凝土斜 柱，直至屋面层，以期斜柱受拉面起到拉杆的作用.
但实际上相邻层间竖向位移不等可能会导致斜柱受压， 从而加大首层顶悬挑梁的浇度，对整个结构产生不利影响.
此外，斜柱的存在也导致结构体系超限的风险 增大，基于上述考虑，最终方案（图5）中取消了沿结构全高的斜柱，局部楼层保留的斜柱，仅作为直柱 向屋面层的过渡.
图4原方案模型图 图5最终方案模型图（无夹层） 取消斜柱的同时，对底部两层的悬挑梁尤其是首层顶的大悬挑梁采取了加强措施，首层及二层顶处悬 挑梁采用型钢混凝土梁（悬挑长度为8m的梁截面取为700x1300mm），悬挑端支座采用型钢混凝土柱，以 增加悬挑部分的整体刚度和承载能力.
2.3夹层处理 为了消除管线夹层的不利影响，该夹层采用全钢（钢梁混凝土板）吊挂（较接支承）方案，即夹层 水平构件如钢梁与整体结构的竖向构件之间采用一端铰接、另一端滑动的连接方式，以放松其对水平地震 力的传递作用：同时对钢结构夹层的挑出部分，采用钢吊柱将其吊在上层（首层顶）的梁下（可见图6）， 吊柱与上层混凝土梁及夹层钢梁的连接节点见图7.
具体设计过程中，验算整体指标及混凝土构件配筋时，采用图5所示的无夹层模型，夹层荷载一部分 体现为吊柱拉力，以集中力形式反施于上层梁上，另一部分通过支座剪力以柱间荷载形式施加于首层柱上.
在设计夹层钢结构时，采用图4所示的带夹层模型.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 首层顶 吊柱 钢夹层 图6带夹层模型图（局部） （a）吊柱与上层砼梁节点（b）吊柱与夹层钢梁节点 图7吊挂节点 2.4局部钢板墙 底部楼层尤其是首层剪力墙数量较少却吸收了较大的地震力，导致其抗剪能力承载力不足.
由于建筑 使用功能的限制不能增设墙体，因此考虑设置钢板剪力墙以提高墙体的抗剪能力和耗能能力，满足剪力墙 的设计要求.
具体设计时，在首层的三个剪力墙小筒中内嵌20mm厚的Q345B钢板，钢板两侧设置M19栓钉，600X600 梅花形布置.
在剪力墙的暗柱中设置由钢板焊接形成的钢骨，并在楼层标高处的剪力墙中设置钢骨混凝土 暗梁，同时向上、向下各延伸一层以作为过渡层.
暗柱和暗梁内设置钢骨的作用是形成密闭的钢骨框架， 作为内嵌钢板的边框，从而提高钢板剪力墙的整体性能.
采用YJK（盈建科）软件对钢板剪力墙进行设计.
图8是首层钢板剪力墙布置图，从该图中也可以看 出结构平面布置中剪力墙的偏置程度，且越往上平面有所收进，间接导致标准层剪力墙的偏置程度更加严 重.
图8首层钢板剪力墙布置 3主要计算结果 3.1整体指标 根据上述结构方案，考虑偶然偏心、双向地震和竖向地震作用，采用PKPM2010系列SATWE模块进 行了整体分析"，并应用YJK软件对整体分析及配筋结果进行校核".
表1所示为两种软件所得的主要性能 指标的计算结果.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1结构弹性指标计算结果 项目 SATAE YJK 规范限值 (秒) 振动方向 (秒) 振动方向 T1 1. 17 (X) 1.14 (X) T2 0. 92 (Y) 0.89 （Y) - 周期 T3 0.86 （8) 0.85 （8) X 99. 50% X 97. 50% 质量参与系数 90%（满足要求） Y 99. 10% Y 96.70% 90%（满足要求） Tt 扭/T1 0.73 0.74 0.90（满足要求） 地震作用下 1/827 1/835 位移角 1/838 1/825 1/800（满足要求） Y x向最大位移与 层平均位移比 1.37 1.31 X向最大层间位移 地震作用下 与平均层间位移比 1. 39 1.38 位移比 1.4（满足要求） Y向最大位移与 层平均位移比 1. 10 1. 08 Y向最大层间位移 与平均层间位移比 1.10 1.08 地震作用下 X(kN) 21539 23565 基底剪力 Y (kN) 12556 14556 X向(Ejdx / GH°) 7.42 13.98 1.4（满足要求） 重比 Y 向 (Ejdy / GH°) 5.16 9.77 1.4（满足要求） 标均满足规范的相关要求，这也验证了结构方案的合理性.
3.2首层顶大悬挑处 首层顶及二层顶悬挑长度较大的梁均采用型钢混凝土梁，其配筋仍与普通悬挑梁一样，在计算结果的 基础上予以适度加强.
图9所示为首层顶三处悬挑梁的挠度，可见其挠度均满足不大于La/200（L为悬臂 长度）的要求.
图9悬挑梁挑度图
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刘春明、张宏-大震弹塑性分析软件PKPM-SAUSAGE技术特点.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 大震弹塑性 分析软件PKPM -SAUSAGE 技术特点 刘春明 ，张宏 （广州建研数力建筑科技有限公司，北京100013） 提要：PKPM-SALSAGE是广州建研数力新推出的一款大震下动力弹塑性分析程序，采用了考虑塑性损伤的混凝土本 构模型以及高效GPU并行显式求解技术.
本文介绍了PKPI-SAUSAGE软件的技术特点以及应用方面的一些技术细 节，对工程师处理实际工程动力弹塑性分析间题具有一定的指导意义.
关键词：PKPN-SAUSAGE，弹塑性分析 近年来，我国超限项目迅猛发展，每年全国都有上千个超限项目通过专家审查.
在完成超限报告的过 程中，弹塑性动力时程分析结果是最费时最不好把握的内容之一.
针对结构进行动力弹塑性分析的目的是 了解结构在大震下是否还具备保护人身安全的能力（大震不倒），结构的抗震体系是否合理.
这通常是根 据结构在大震下的变形情况以及结构破坏的部位、程度和次序等因素来判断的.
本文通过剖析PKPM-SAUSAGE的技术特点，展示软件的技术细节，希望对结构工程师有所启发.
1弹塑性分析软件介绍 我国建筑设计规范对高层建筑结构在大震下的位移以及变形能力等性能指标提出了严格要求.
因此建 筑结构工程中陆续引进各种分析软件用于结构弹塑性动力时程分析.
由于软、硬件发展的局限性，这些软 件都一定程度地满足了当时人们的需要.
随着结构理论以及计算分析技术的发展，国内的弹塑性分析也经 了Pushover分析和非线性动力分析概念，使用框架的杆单元模型进行弹塑性分析，但是由于存在建模繁琐、 不能直接使用设计配筋以及计算收敛性差等缺点限制了软件的工程应用.
Midas/Building将这种塑性铰推 广到使用框架较模拟框架和纤维较模拟剪力墙，加入了丰富的滞回模型，并可以考虑施工加载，自动引入 钢筋进行结构静力推覆或动力弹塑性分析.
EPDA/PUSH引入纤维较考虑框架、非线性分层壳单元模拟混凝 土剪力墙，首先在程序中使用渐变模型模拟弹塑性发展过程.
由于实际工程的复杂程度，对动力弹塑性分 析提出了更高的要求.
Abaqus软件计算稳定，求解效率高，包含弹性及众多非线性材料模型，内嵌混凝土 损伤本构模型.
同时提供隐式积分与显式积分动力微分方程求解方法，并可进行二次开发.
在大型复杂结 构的弹塑性时程分析中使用越来越广泛，其结果为工程界接受.
但是由于Abaqus是大型通用程序，在建 筑结构分析上应用及前后处理都比较复杂计算时间也非常长，这些都限制了其在高层结构分析中的引用.
建筑结构动力弹塑性分析中要考虑几个非常重要的因素.
首先必须是计算高效、结果可靠、配筋输入 方便、考虑阶段施工，同时必须能够非常方便地输出建筑结构评估所需的结果.
广州建研数力公司在大量工程实践和技术积累的基础上，研发了基于CPUGPU并行计算技术的干万 自由度规模的高性能精细化非线性并行分析软件PKPM-SAUSAGE（以下简称SAUSAGE）.
它综合了PKPM方 便的建模功能、高效强大的分析功能、自动给出后处理结果等特点，结合工程师的工程概念，为大震动力 刘春明（1964-）男，工学硕土，高级工程师
在半年多的时间里，两百多家试用单位给予软件充分的肯定.
SAUSAGE软件的界面设计吸纳了众多资深设计人员的意见，并通过分析同类软件的特点，博取众长， 追求直观、方便、简洁、易用的目标，专为动力弹塑性分析的前后处理功能量身定做.
默认包括平面视图 和三维空间视图，并且可以定义立面视图.
用户可以在平面或空间上进行交互使用，并可以通过指定局部 模型进行操作及显示结果.
见图1.
SAUSACt(TM - Dssishenthenpingershenzhenpingan 550 一自自排 30限图精网范围：00) - 125(125) 图1 PKPM-SAUSAGE 主界面 下面就几个主要方面介绍SAUSAGE软件的技术特点.
2精细化模型 常见的塑性分析模型包括构件塑性模型和单元精细模型.
分布塑性模型可以使应力、应变沿构件长度 和截面的变化更细致.
重要的局部行为，如由于钢筋或翼缘的局部失稳，弯曲和剪切相关的非线性造成的 强度退化，必须通过复杂和数值上更普遍的模型模拟.
SAUSAGE使用精细化模型模拟动力分析模型.
对梁、 柱、斜撑使用纤维线单元，对墙和楼板使用分层壳，混凝土本构关系采用基于损伤模型的本构关系，与规 范规定的骨架线相同，钢筋采用随动强化模型，使用高效低 阶单元模拟混凝土和钢筋的力学特性.
区别于以往的构件模 玺性区 塑性区 型必须对不同的构件不同的配筋率等采用不同的铰参数、不 同的滞回模型并调整参数，SAUSAGE所采用基于本构的模型 对各种构件类型是协调一致的，由弹性进入塑性时体现出沿 长度方向及面内渐变过渡的性质，对复杂结构分析更能体现 图2长度及截面内塑性区发展 出优势.
采用精细化模型必然带来结构自由度的大大增加，软件占用的内存通常都会超过2G，因此64位程序
3接口程序 SAUSAGE可以直接接力SATWE的计算结果，包括模型信息和配筋信息，节省了大量建模时间.
尤其是 SATWE程序在将物理模型转换为分析模型时做了大量的容错处理，这使得SAUSAGE模型更容易收敛.
接口 可以直接采用SATWE内部几何数据，包括楼层、梁、柱、斜撑的空间信息，对构件偏心的处理使用SATWE 的方法.
开洞墙以墙柱、墙梁的形式导入，在墙洞角点生成协调点.
SAUSAGE忽略了SATWE模型中的网格 信息，重新划分网格，从而保证网格数据满足SAUSAGE的要求.
SATWE中的强制协调点，比如墙的出口节 点会传入到SAUSAGE中.
接口不是按楼层设置材料，而是将PMCAD中的材料信息赋值给构件，同时在总体参数上可以指定总体 参数并批量修改.
SAUSAGE全部使用单元楼板，不区分刚性板还是弹性板，忽略SATWE的刚性板定义，SATWE中零厚度 板转换为开洞.
接口支持SATWE的大部分截面.
包括混凝土梁、方钢管梁、工字型钢梁、方钢管混凝土梁、工字型- 钢骨混凝土梁、十字型混凝土梁、混凝土矩形管梁：混凝土方柱、混凝土圆柱、方钢管柱、圆钢管柱、工 字型钢柱、圆钢管混凝土圆柱、工字型钢骨混凝土方柱、十字工型钢骨混凝土方柱、工字型钢骨混凝土圆 柱、混凝土圆管柱.
目前接口不支持的截面：混凝土材料的工字型、正多边形、槽型、双槽型、梯形、L 型、T型.
需要用户使用等代截面的方法处理.
SATVE中的特殊指定梁端、柱端连接关系直接导入，SATE E0588 的刚性板与弹性板全部转换为SAUSAGE的楼板.
铰接梁、次 梁按实际情况导入.
其他特殊构件指定未考虑.
ON 荷载方面接口部分只传递恒载和活载.
对楼面荷载不进 E上RN 行导荷.
K 20600 抗震等级、设计结果在SAUSAGE体现为配筋信息，接口 sa 程序读入SATE的梁、柱、撑及墙梁、墙柱的配筋信息，构 造配筋面积为零，在SAUSAGE预处理部分会考虑最大最小配 nex 筋率以避免素混凝土梁或超筋的问题.
经过如上的一些处理，SAUSAGE可很少人工干预地生成 分析模型，快速完成弹塑性分析.
图3型钢混凝土截面及纤维 4预处理及修改功能 由接口生成的模型是基于SATWE弹性计算的.
弹塑性计算对模型的要求更高，因此在SAUSAGE打开 接口生成的模型后还要进行相应处理.
如对短线、短墙进行合并处理以消除过小单元：对于墙梁根据高跨 比及高度判断是将连梁转为壳元还是梁元：对梁与墙连接自动增加转动自由度耦合，对墙梁与墙连接通过 网格点过渡：对于高度较高的框架梁也提供相应选项自动转换为壳元等.
剪力墙的边缘构件以及连梁上下
墙内有水平及竖向的 分布钢筋层.
对楼板钢筋面筋配筋率和底筋配筋率均统一取为0.5%，并可以修改，钢筋方向按默认值选 取.
使用SATWE的计算配筋.
为了减少墙截面数量，墙配筋采用了规格化钢筋面积.
墙与楼板使用二维的 混凝土及钢材本构关系，采用统一的主应力表达形式.
采用与Abaqus相同的混凝土损伤本构模型.
SAUSAGE 对楼板不做刚性隔板简化，对于平面复杂的结构更符合楼板平面内的应力状态.
SAUSAGE除了提供SATWE接口外，程序还提供了模型检查工具以及建模、修改的功能.
可以用来补充 建模.
常见的建模功能包括设置项目参数以设置保护层、钢筋级别、抗震等级等默认值，按楼层设置材料 初始化参数，定义轴网，绘制点、梁柱 斜撑、板墙等功能.
常见的编辑命令包 一理线、7、肉 括复制粘贴、跨层复制、楼层增减、线 5 构活构件说期加 te.s es 段打断与合并、多边形切割与合并.
可 14 4S 一国、7、糖 1. 52 以修改构件截面、配筋率、材料及荷载， 15 165 构话2构件的组 一国、7、糖 7 -K 并可以设置带钢板剪力墙.
可以定义构 o. 一楼、7. 件选择集，选择方式可以按构件类型， 电话：件 中国代： 构活构件期加 7 构以构件实年加 -F 按截面属性选取，可以用图形进行框选.
175 选择集分为两类：输出选择集、显示选 1555. 4.45 、7、 的来边构件 择集.
同时还提供了补充生成边缘构件 功能.
对于常见的几何或材料上模型错 误，程序提供了自动检查及定位构件功 a 能以利于查模型.
图4补充生成边缘构件 显式分析要求有比较高质量的网格划分，最小单元决定计算步长.
SAUSAGE本身带有使用铺砌法的网 格划分工具，生成以四边形为主、三角形为过渡的较高质量混合网格划分，具有分布均匀、自适应边界、 性能稳定的特点：同时也提供改进的Delaunay三角形网格剖分，预先形成的无内点大三角形解决了传统插 点算法在畸形多边形上的不稳定问题.
SAUSAGE生成的空间网格在结点上位移协调.
同时提供网格质 量数据，以便于针对网格质量很差的部位进行模型调整.
以便生成较好的网格进行计算.
图5网格划分 对截面纤维来说，主梁混凝土纤维为2x6个，梁的配筋方案简化为8根钢筋，面筋底筋各三根，腰筋 两根，每根钢筋为一个钢筋纤维.
柱的混凝土纤维为6x6个，柱的配筋方案简化为8根钢筋，每根钢筋简 化为一个钢筋纤维.
板的混凝土分为1层，板的配筋参数为面筋配筋率和底筋配筋率，有限元计算时等效 为1层钢筋网，两个方向、对应2个钢筋层.
墙的混凝土分为6层，墙的配筋参数为横向配筋率和竖向配 筋率，钢筋网可分为2~6层，用户可以交互修改.
对于带钢板的混凝土剪力墙，类似于组合截面，增加钢
5计算分析 随着显卡的发展，图形处理单元GPU越来越强大，而且GPU为显示图像做了优化，在浮点计算能力 上已经远远超越了通用的CPU.
GPU将不仅仅是图形处理器，它还将成为应用程序均可使用的通用并 行处理器.
SAUSAGE采用基于GPU的并行计算技术高效求解大规模动力间题，计算效率有大幅度的提升.
结构分析中精细化模型的自由度数较大，对SATWE2.1版本，32位程序大约可以处理50~100万自由度， 64位版本可以处理500万自由度.
SAUSAGE程序只有64位计算程序，解题规模与显卡的显存与机器的内 存有关，NvidiaGTX780显卡3GB显存大约可以求解200~300万自由度，GTXTitan显卡6GB显存可以求解 500万自由度，Tesla专业显卡12GB显存大约可以处理1000万自由度.
SAUSAGE分析分为模态分析、竖向荷载加载分析、最大频率分析以及动力时程分析几个部分.
模态分 析用于判断模型是否合理以及用于振型阻尼的确定，最大频率分析用于确定显式分析的步长，竖向加载分 析使用类似SATWE的施工加载方式3的方法模拟施工加载和找平过程.
结构施工过程分析完毕后的应力状 态，将作为地震作用时的初始应力状态.
竖向荷载加载可以按层定义或按构件集两种方式定义.
在弹性计算时使用构件的属性进行计算.
进行模态分析、最大频率分析以及竖向荷载加载分析采用的 是矩阵求解方法.
动力时程分析使用纤维和分层壳单元.
两种分析使用不同的模型和求解方式.
大震分析一般需要多条地震波，针对这种情况SAUSAGE提供了批处理的功能，先定义要运行的动力分 析工况，然后使用批处理命令EARTHQUAKE以及DYNA来批处理运行多个工况，实现下班前提交，第二天 看结果的功能.
am/sz 10 02 25 30′ 场地：Ⅲ（第一组）度：7（罕遇地霜） 阻尼代-5% 00 000 100 1.5 图6地震波与反应谱比较 动力分析中，可以进行弹性动力时程分析或弹塑性动力时程分析，程序默认使用瑞利阻尼，对于高级 振型影响比较大的动力反应可以使用振型阻尼.
如果要输出单元的应力应变和内力，需要选择要输出的构件并在分析前定义输出分组.
不输出整个结 构的应力应变是因为对精细化模型动力弹塑性分析，每个单元都输出时程数据所占用的硬盘空间非常巨大， 所以程序作了相应限定只对输出分组输出应力应变和内力.
对地震波的输入，SAUSAGE提供了多种地震波导入方式，SAUSAGE支持各种常见的地震波输入格式， 包括时间，加速度：时间，多维加速度以及等间隔加速度等格式.
.
同时对地震波进行转化得到单自由度
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刘伟华、马佼峰等-陕西金融大厦1、2写字楼结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 陕西金融大厦1#、2#写字楼 结构设计 刘伟华 ，马校峰，赵爽“ （1.北京首都工程建筑设计有限公司，北京100089：2.中国建筑科学研究院，北京100013) 提要：陕西金融大厦1#、2#写字楼檐口高度139.90m，采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系，为8度区B级高度超限 高层建筑.
对结构进行抗震性能化设计，计算分析表明，结构满足规范的各项要求及本工程所设定的性能目标要求.
关键词：高层建筑，框架-核心筒结构，超限 1.工程概况 陕西金融大厦位于陕西省西安市沪蒲区，由地下三层车库，地上五层裙房及两栋34层的办公塔楼（1#、 2=写字楼）和一栋15层配套酒店（配楼）组成，基地总用地面积为43543.1m²，地上建筑面积201582.10m， 总建筑面积310953.67m，整体效果图见图1，1#、2#写字楼建筑剖面见图2.
图1建筑效果图 图21#、2#写字楼剂面图 1#、2#写字楼地上建筑面积为132504.0m，地下建筑面积为56391.21m²，人防面积：4334.19m².
两 栋写字楼在土0.000以上完全对称，地上34层（34层顶为主要建筑楼屋面，35层为电梯机房主要屋面）， 下部5层为商业，上部为办公用房.
首层3层层高4.50m，4层层高4.80m，5层层高4.20m，标准层层高 4.0m，22层（避难层）层高5.20m，总高139.90m（主要屋面）.
地下三层，层高分别为地下1层6.0m，地 作者美合：刘伟华（1969.10-)，女，学土.
高级工程都
本工程主体结构的设计使用年限为50年，建筑结构的安全等级为二级，地基基础设计等级为甲级 建筑抗震设防类别为标准设防类（丙类），抗震设防烈度为8度（0.20g）.
2.结构布置 1#、2#两栋写字楼，分别位于两块用地中部，通过五层的裙房连接在一起.
为避免塔楼形成多塔，在 地面以上设防震缝将两栋塔楼和裙房分成各自独立的结构单元，这样不仅各个结构单元受力明确，同时避 免了裙房与塔楼相连使裙房采用与主楼相同的抗震等级以适当降低造价.
1#、2#写字楼均采用钢筋混凝土框架-核心筒结构（图3、图4），框架抗震等级为一级，核心筒抗震 等级为特一级.
写字楼在裙房屋面以上的建筑形状为长方形，外轮廊尺寸为48.20mX35.9m，核心筒尺寸 为24.80m×16.20m，外框柱柱距8.40m、8.70m、7.35m、7.60m、7.25m，外框柱与核心筒距离8.40米、 8.70米、7.60米.
核心筒外墙厚度主要为800mm（700mm）~500mm，核心筒内墙厚主要为400mm~200mm， 混凝土强度等级C60~C40，底部部分楼层核心筒外墙在洞边、角部等受力较大部位埋设型钢.
主要连梁截 面高度800～2000mm，宽同墙厚，受力较大的连梁内设交叉斜筋.
外围混凝土柱的截面底层为1400mmX 1400mm，随楼层升高逐步减小到顶层1000mmX1000mm，底部加强区采用型钢混凝土柱，核心筒内和框架柱 内的型钢均采用Q345B级钢材.
楼盖体系为现浇钢筋混凝土梁板结构，混凝土强度等级C40~C30，框架梁 主要高度为800mm.
图31#、2#楼底部加强区结构平面布置 图41#、2#楼标准层结构平面布置
为此对本工程进行了建筑抗震性能化设计，主楼抗震性能整体达到性能目标D的要求，具体结构性 能目标详见表1. 表1结构抗震性能目标 性能目标 D 地震烈度水准 小震 中震 大霞 性能水准 1 4 5 性能水平定性描述 不损坏 可修复损坏 不例塌 结构工作特性 弹性 允许部分次要构件屈服 允许进入塑性，控制楼层位移 层间位移角 1/800 1/100 底部加强区：斜截面不屈 核心筒主要墙体 服，正截面不屈服：上部 允许屈服，受剪满足截面限制 其它楼层：允许屈服，受 条件.
竖向 剪满足截面限制条件.
构 构件 剪力墙底部加强区范围 件 结构完好无损坏，构 内：斜截面弹性，正截面 框架柱 件均处于弹性状态 不屈服：上部其它楼层： 允许屈服，受剪满足截面限制 允许屈服，受剪满足截面 条件.
限制条件.
水平 核心筒连梁 允许屈服 允许屈服 构件 框架梁 允许屈服 允许屈服 4.计算分析 采用中国建筑科学研究院PKPM系列PMCAD、SATVE、PMSAP、PUSH&EPDA（2010版）进行计算分析.
主要进行了小震弹性分析、中震不屈服、弹性动力时程分析和罕遇地震下的弹塑性动力时程分析.
4.1多遇地震分析
（2）结构整体抗侧刚度可以保证结构正常工作，满足风荷载及地震作用下的变形要求及风荷载作用下 的舒适度要求.
（3）结构刚重比大于规范规定的限值要求，不需考虑重力二阶效应的不利影响.
（4）底部加强区及其它楼层结构重要部位的构件验算均满足抗震性能目标要求.
（5）结构竖向构件轴压比满足规范要求，可保证地震作用下的构件延性.
（6）根据抗倾覆验算结果，结构可满足风荷载、整体稳定性.
4.2弹性动力时程分析 选用《陕西金融大厦工程场地地震安全性评价工作报告》建议的2组人工、5组天然共7组加速度时 程曲线进行分析.
表3基底剪力计算结果 X向复核（双向波输入） 波号 主波名 Vx (kN) 与反应谱比值 校核 1 usera (人工 1) 42952. 5 1. 16 符合要求 2 userb (人工 1) 45653. 6 1. 23 符合要求 3 userc (ag050_063_1_h1、2) (天然 1) 45874. 9 1. 23 符合要求 4 userd(ag050_063_2_h1、2)(天然 2) 33742. 9 0. 91 符合要求 5 usere(ag050_063_3_h1、2)(天然 3) 36367. 2 0.98 符合要求 6 userf (ag050_063_4_h1、2)（天然 4) 41451. 5 1. 12 符合要求 7 userg(ag050_063_5_h1、2)（天然5) 38097. 1 1.03 符合要求 平均值 39528. 0 1. 06 符合要求
计算结果表明：各条时程曲线计算所得结构底部剪力均不小于振型分解反应谱法计算结果的65%，且 多条时程曲线计算结果的平均值不小于振型分解反应谱法计算结果的80%，且小于120%，故可认为波 的主方向及其平均值均能满足规范的要求.
小震时程的计算结果比反应谱结果略大，起控制作用，强度设 计中通过放大全楼地震作用放大系数来实现包络设计.
4.3中震不屈服分析 根据抗震性能目标对重要部位的竖向构件采用SATE进行中震不屈服设计，以达到设防烈度下的工作 性能.
中震不屈服设计采用规范反应谱的参数，即取地震影响系数最大值amax为0.45g，特征周期取0.35s， 并参考《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）“第3.11.3条的要求，采用标准值进行计算.
对钢 筋混凝土核心筒墙体和框架柱的复核结果表明，在中震不届服作用下承载力有较大富余量，能满足抗震性 能目标的要求.
4.4罕遇地震分析 罕遇地震下的弹塑性动力时程分析采用中国建筑科学研究院PKPMCAD工程部研发的三维非线性结 构分析软件PUSH&EPDA.
根据小震和中震分析结果，多构件进行包络设计，并根据性能目标，输入构件 配筋-采用符合本场地特征的5组天然波USERC~USERCG(ag050_002_1~5)和2组人工波USERA、USERB 共7组加速度时程曲线进行分析.
按规范规定进行双向地震计算，主、次向峰值加速度的比值为1：0.85.
水平向地震动峰值加速度Amax取规范数值400gal.
计算结果表明：该工程的最大平均位移角为：X向 1/115.6 Y向1/110.1，满足罕遇地震作用下规范1/100的限值要求.
大震下动力弹塑性时程分析结果表明：
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王启文、周斌等-珠江新城酒店大震弹塑性分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 珠江 新城酒店大震弹塑性 时程分析 王启文 ，周斌 ，杨旺华 （深圳市建筑设计研究总院有限公司，深圳518031） 摘要：珠江新城酒店结构总高度118.3m，采用框筒结构体系.
由于结构存在着扭转不规则、竖向刚度不连续 等多项不规则性，属于超限高层建筑，因此在设计中采用了基于性能的抗震设计，并对结构进行动力弹塑性时程 分析，在宏观上把握结构薄弱部位，并针对薄弱部位采取加强或者优化措施.
关键词：超限高层建筑：弹塑性时程分析：性能设计： 1工程概况 珠江新城酒店位移广州珠江新城D4-B2地块，盖成后将为广州乃至华南区第一个超五星级的酒店，其 建筑立面图和结构标准层平面图如图1，2所示.
该工程所在地区抗震设防烈度为7度，Ⅱ类场地，设计基本加速度值为0.1g，抗震设防类别为标准设 防类（丙类）.
2工程特点 结构体系为框架核心筒结构体系，结构总高度118.3m，结构外框南立面的3~4层采用桁架转换，北立 面4层采用SRC梁转换，由于建筑造型需要，在3-4层的核心筒西侧和18层采用斜柱，21层以上建筑平 面缩小，采用转换梁托上部斜柱，同时在此层的部分剪力墙出现不连续.
通过计算得知结构第一振型为扭 转振型.
针对结构存在着多项不规则性，有必要对其进行动力弹塑性时程分析，研究其在罕遇地震作用下的反 应、薄弱环节、破坏模式等，以便进行抗震性能评估.
作者简介：周斌（1980-），男，硕士，工程师
所选地震波计算的层间剪力与CQC法比较见表1. 表1时程基底剪力与CQC法计算基底剪力比值 Y 天然波1（H115）/CQC 天然波2（C048）/CQC 比值 1.06 1.12 1.08 从图3和表1可以看出，所选地震波计算的基底剪力与CQC法计算的比较接近.
4弹塑性分析目的及弹塑性分析模型 在本工程的非线性地震反应分析模型中，没有对设计模型进行简化，对结构刚度有贡献的构件均 按实际模拟.
4.1弹塑性分析目的 1）研究所采用的结构体系对结构抗震性能的影响，论证结构体系的可行性来.
2）研究关键构件的塑 性变形程度，确保结构的安全性：3）研究结构在罕遇地震作用下的整体变形，确保结构满足“大震不倒” 的设防水准要求：4）根据分析结果，针对结构薄弱部位和薄弱构件提出相应的加强或者优化措施，以指 导施工图设计.
4.2弹塑性分析模型 采用大型通用有限元软件ABAQUS，分析中施工模拟阶段采用ABAQUS/STANDARD求解器，地震 作用采用ABAQUS/EXPLICIT求解器.
模型的前处理采用自行开发的转换程序，同时开发了材料用户子程 序.
4.2.1材料 1）钢材 钢材的动力硬化模型采用双线性随动硬化模型（图3），在循环过程中，无刚度退化，但考虑了包辛格 效应.
钢材的强屈比设定为1.2，极限应力所对应的极限塑性应变为0.02.
2）混凝土
ABAQUS的混凝土损伤模型理论的核心是假定混凝土的破坏形式是拉裂和压碎，混凝土进入塑性后的 损伤分为受拉和受压损伤，分别由两个独立的参数控制，以此来模拟混凝土中损伤引起的弹性刚度退化.
当单元达到塑性应变的极限值时，认为完全损伤，残余刚度近乎消失.
混凝土拉压刚度恢复示意见图4.
图3钢材随动硬化模型 图4混凝土拉压刚度恢复示意图 4.2.2分析模型单元 （1）模拟梁柱采用B31单元，ABAQUS中的B31单元考虑塑性区发展，杆件刚度由截面内和长度方 向动态积分得到，其双向弯矩和弯拉的滞回性能可由材料的滞回性能精确反映.
钢筋混凝土截面或钢骨混 凝土截面定义：不考虑钢筋和型钢构件和混凝土的相对滑移，程序根据平截面假定，对各个部分构件截面 积分点，计算出混凝土构件的截面弯矩、轴力和剪力.
如图5所示.
个 图5纤维梁单元截面模型 （2）剪力墙采用S4R单元，楼板采用S4R和S3R单元，剪力墙和楼板内的钢筋采用Rebar单元，可 以考虑多层钢筋布置，边缘构件和暗柱配筋采用箱形截面构件代替.
ABAQUS有限元模型如图6所示.
图6有限元模型
在弹性分析中，通常采 用振型阻尼来表示阻尼比，根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）（以下简称抗规）规定， 本结构在罕遇地震下的振型阻尼取0.05（各振型相同）.实际在弹塑性分析中，由于采用直接积分法方 程求解，故并不能直接代入振型阻尼.
通常的做法是采用瑞雷阻尼等效模拟振型阻尼，瑞雷阻尼分为质量 阻尼α和刚度阻尼β两部分，其与振型阻尼的换算关系为： 20220g 式中：和分别为结构频段A和B点的圆频率.
由于刚度阻尼β对结构稳定性影响很大，β值一般要求小于结构不设置阻尼时的时间增量步值，而对 于显示求解来说，通常结构的时间增量步较小，一般量级为10”，因此本分析不考虑β值.
4.2.4构件性能水准 1）构件性能评估方法 美国土木工程协会标准ASCE41-06（既有建筑抗震加固标准）给出了对于基于性能的抗震设计方法 关于构件变形性能指标限值的规定.
ASCE-06把构件性能水平分为以下四个阶段（图7）：充分运行阶段 （Operational，简称OP），基本运行（Immediate Occupancy，简称IO），生命安全（Life Safety，简称LS）， 接近倒塌（Collapse Prevention，简称CP）.
O（基本使用） RS LS（生会安全） 8 CP (接近创唱) 构件变形 图7构件力-变形骨架曲线与其性能状态划分图 （P为主要构件，S为次要构件） 2）构件性能水准 参考《高层建筑混凝土结构技术规程》和美国土木工程协会标准ASCE41-06，根据结构类型，设防 烈度等，制定结构在罕遇地址作用下的性能水准见表2： 表2结构罕遇地震作用下构件性能目标 地震烈度水准 大震 最大层间位移 1/100 底部加强层柱子（斜柱，框支柱，3MF层极短柱除外） 抗弯满足IO性能水准：抗剪不屈服 上部柱子（18和22转换斜柱除外） 抗弯满足LS性能水准：抗剪不屈服 底部斜柱、框支柱和3MF层根短柱，18和22层斜柱 抗弯满足1O性能水准：抗剪不屈服 构 件 底部加强层剪力墙 允许出现弹塑性变形，破坏程度轻微，可运行 性 上部剪力境 允许出现弹塑性变形，破坏程度可修复，保证生命安全 能 转换桁架（钢） 满足1O性能水准 框架梁 大部分抗弯满足LS性能水准，少部分满足CP性能水准：抗剪 不屈服 转换梁（3层、21层等） 抗弯满足10性能水准：抗剪不屈服
136 图8层位移和层间位移角曲线弹性与弹塑性结果对比 图9结构层间剪力曲线弹性与弹塑性结果对比图10地上首层剪力时程曲线弹性与弹塑性结果对比 从图8至图10可以看出，结构在人工波作用下（X向为主方向），不考虑材料非线性时，首层基底剪 最大值与小震地震影响系数最大值之比6.25，说明人工波计算结果较CQC法的大，这与表2-2中的对比结 果相符合.
考虑材料非线性时，基地剪力为57665kN，为弹性分析的0.64倍，说明结构部分构件已经进入 塑性阶段，结构变柔，地震作用减小.
弹性与弹塑性分析最大层间位移角分别为1/225和1/206，顶点位移 分别为344mm和348mm.
5.2弹塑性计算结果 整体计算结果见表3和图11.
结构在完成罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析后，结构最大层间位 移角X向为1/206，Y向为1/189，均小于《高规》对于框筒结构1/100的限制要求，在考虑重力二阶效应 和大变形情况下，结构最终不出现倒塌，满足“大震不倒”的设防要求.
表3结构整体指标 作用地震波（主方向） 人工波 天然波1（H115） 天然波2（C048）
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王博、梁佶等-浅谈东川康宸商业中心隔震设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 浅谈 东川康宸 商业中心隔震 设计 王博 ，梁估，李静” （1.云南省设计院集团，昆明650032：2.西南林业大学土木工程学院，昆明65000） 摘要：康宸商业中心位于9度（0.4g）设防区，受建筑功能限制，结构平面不规则.
在进行结构隔震设计时，针对结构 平面不规则问题进行分析，通过调整隔震垫刚度来控制结构的扭转和减震系数，通过增加隔震层板厚及平面凹凸部位楼板 连接来加强结构平面薄弱部位.
关键词：不规则：隔震：高烈度 1工程概况 康宸商业中心位于东川区金沙路和古铜路交汇处，为城市商业边缘区域，距主城商业中心区域不到 200m.
建筑用地西、北、东三面环路，西面为金沙路，为城市主入口：北面为古铜路，为城市主干道： 东面为金水路.
整个用地北高南低呈缓坡状，东高西低，高差近4m，东北角与西南角高差约9m.
整个建 筑群功能区域验沿地势地上23层为商业，其上为公寓、住宅，其下为地下停车库，各商业单体结构分 缝脱开，单体间设置连廊连接各单体形成建筑商业功能.
整个项目根据建筑、总图有17栋单体建筑， 并有12层地下室.
抗震设防烈度为9度，设计基本地震加速度值为0.4g，设计地震分组为第二组，1I 类场地.
本文介绍7栋塔楼的隔震设计，建筑物长52.8米，宽37.2米，隔震层以上17层，层高依次为5.1m、 3.3m、3.0*15m，高度为53.4m.
结构为采用隔震技术的剪力墙结构，高宽比1.44.
隔震支座设于地下室 顶板（-6.20m）与-4.20m层之间，隔震层高度2米.
建筑效果图见图1.
图1建筑效果图 经方案对比分析，若采用普通非隔震结构体系，剪力墙、框架梁截面较大，含钢量高，经济性不佳， 角部墙体底部拉力较大，并且不能较好满足建筑功能的要求：采用隔震结构体系，能够有效减小上部结 构的地震作用，剪力墙、框架梁截面能满足建筑功能的要求，且具有较好的经济性.
因此结构方案采用 隔震后的剪力墙结构体系.
建筑平面、立面和剖面图如图24所示.
作者簧介：王博（1984），男，碳士，工程师
表1结构材料和主要构件尺寸 构件类别 材料 典型构件尺寸（mm） 剪力墙 混凝土 450、400、350、300、200 梁 混凝土 900x1200x20x700x400x20（隔震层转换梁）、750x1200x20×700x400x20（隔震层转换 梁)、400x500、450x500、450x800、350x600、200x600、200x500、200x400、200x300 楼 混凝土 隔震层200，其他层普通楼板120、110、100 2.2结构超限类别及程度分析 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》规定，结构存在规定水平力作用的扭转位移 比大于1.2、平面凹凸尺寸大于相应边长的30%两项一般性不规则，不属于严重不规则结构.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.3结构设防目标 结构为采用隔震设计，上部为剪力墙结构.
结构隔震层转换梁满足中震抗剪不屈服，支墩按照大震内 力进行配筋设计.
3隔震设计要点 3.1隔震支座型号确定 结构属于丙类建筑，根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010，以下简称《抗规》）12.2.3条规 定，橡胶隔震支座的压应力设计值按永久荷载和可变荷载的组合计算，并按丙类建筑压应力限值15Mpa 来布置.
隔震支墩平面布置图见图5.
118 图5隔震支墩平面布置图 3.2地震波的选取 《抗规》5.1.2条规定：采用时程分析法时，应按建筑场地类别和设计地震分组选用实际强震记录 和人工模拟的加速度时程，其中实际强震记录的数量不应少于总数的2/3，多组时程的平均地震影响系 数曲线应与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符，非隔振结构前三周期点上 与设计反应谱相差最大值为15.3%，不超过20%.
弹性时程分析时，每条时程计算的结构底部剪力不应小 于振型分解反应谱计算结果的65%，多条时程计算的结构底部剪力的平均值不应小于振型分解反应谱法 计算结果的80%.
本工程选取了实际5条强震记录和2条人工模拟加速度时程.
3.3减震系数的确定 提取设防地震（中震）作用下，隔震结构与非隔震结构的层间剪力比及各层倾覆弯矩比.
分析得到 隔震层以上结构隔震前后，结构层间剪力比和倾覆力矩比的平均值最大值为0.339，根据《第12.2.5 条，确定隔震后水平地震影响系数最大值amax1=βamax/=0.339*0.16/0.8=0.0678，综合考虑结构 平面较为不规则，水平地震影响系数为0.08.
3.4大震下隔震垫的受力及变形 3.4.1隔震支座最大剪力和最大轴力计算 各隔震支座剪力见图6.
从图6可知隔震支座在罕遇地震作用下在X，Y方向受到的剪力基本一致， 说明隔震支座受到扭转影响较小.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 向最大国 *9业大馆 290 458 图6隔震支座剪力 隔震支座最大轴力控制在垫子压应力小于25Mpa.
隔震支座最小轴向应力结果见图7.各隔震支座在 7条地震波作用下，受拉个数较多，最小轴力出现在328号支座，其拉应力为0.74Mpa，小于1.0Mpa.
罕遇地震下，隔震支座拉应力满足规范要求.
垫子受拉个数较多，提取较小轴力人工波时程作用下垫子 拉力（见图8），X方向时程作用下同一时刻最多10个垫子受拉，Y方向时程作用下同一时刻最多13个 垫子受拉，总共62个垫子，X、Y方向同一时刻垫子受拉分别占总个数的16.1%和20.9%.
29) * 图7隔震支座轴力（正值为受拉） 人工波X方向 人工波Y方向 图8时程作用下垫子的最小轴力（正值为受拉） 3.4.2隔震层水平位移计算 在9度罕遇地震作用下隔震层各隔震支座的最大变形见图9.
由图可见，垫子最大变形为0.381m， 最小变形为0.363m，较大变形垫子主要位于结构的角部，角部垫子采用大直径1m的垫子，最大变形和 最小变形差值较小，结构存在较小扭转.
本工程最小隔震垫支座直径为800mm，其水平位移限值为0.440m， 符合抗震规范的要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0.3%8 0.3%) L. 3T 0.388 0.286 最大自 0.364 0.38 18 1590 9 图9罕遇地震下隔震支座最大位移 3.4.3隔震层偏心率的控制 结构属平面不规则结构，经计算隔震层偏心率X向为1.01%、Y向为1.96%，均小于3%.
4隔震支墩设计 根据《抗规》第12.2.9条，隔震支座下支墩内力配筋按罕遇地震进行设计，设计中将整个隔震层结 构予以加强，隔震层框架柱（即隔震层上支墩），也按罕遇地震作用进行设计.
隔震层下支墩满足与结 构一层刚度比两倍关系.
隔震上下支墩内力配筋均按承担竖向力和水平剪力，并考虑支座位移产生的偏心弯矩进行设计，构 件为偏压构件，配筋按偏压构件最大配筋对称配筋.
5上部结构设计及加强措施 1.根据隔震计算，减震系数小于0.4，且有较大富余，结构计算高度不超过60m，但结构平面不规则， 上部设计减震系数按0.4考虑，结构抗震等级提高为一级，与抵抗竖向地震作用有关的抗震构造措施按 一级控制.
2.结构平面不规则，上部楼层楼板应力满足中震不屈服设计：隔震层楼板厚度取200mm，板配筋率 0.25%双层双向拉通布置，以增强楼板刚度.
3.与周边室外采用隔震沟隔开，满足1.2倍隔震支座罕遇地震最大位移和200mm二者大值：隔震与 隔震建筑间取二者最大水平位移之和及400mm二者大值.
4.对于“结构位移比大于1.2”考虑双向地震作用计算.
5.平面布置中楼板开较大洞口周边做相应加强，楼板厚度加厚为120mm.
平面L形交接位置楼板加 厚为120mm.
并每隔3层设置加强板带，提高交接部位连接.
6.适当提高底部加强部位竖向配筋率，提高墙体延性.
7.隔震层上部竖向构件的托梁按转换梁设计，托梁中震抗弯、抗剪不屈服.
8.对受力较大连梁设置内支撑，加强连梁配筋.
9.对于突出屋面楼梯间按一层带入计算，女儿墙按填充墙构造图集要求设置构造柱及压顶.
对于较 高的女儿墙采用现浇钢筋混凝土墙体.
6结论
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牟达、文元等-某超高层剪力墙结构分析与设计实践.pdf
第二十二届全国层建辩构学术会议论文204年 某超高层 剪力墙 结构分析与设计实践 牟达 文元 张颖 （大连市建筑设计研究院有限公司，大连116021） 摘要：某超高层住宅为地上50层，主体结构高度167.95m，为超B级高度剪力墙结构，结构分析设计时从抗震 概念出发，采用多种计算软件和计算模型进行分析，并在设计时采取有针对性的抗震加强措施.
最后对剪力墙结 构设计时的有关问题进行了分析.
关键词：超高层剪力墙结构：基于性能的抗震分析：等代框架剪力分担 1工程概况 大连东港C07地块项目共包括两栋独栋商业及三栋50层住宅.
工程总建筑面积22.96万㎡²，地 上建筑面积18.14万m².
地上建筑超高层住宅首层局部挑空为大堂部分，2~50层为住宅部分，标准 层层高3.3米，建筑总高度为167.10m：塔楼分别在15、27、39层设3个避难层.
2结构体系 本工程地上部分主体结构为50层，室外地面至主屋面高度为167.95m.
主体结构采用钢筋混凝土剪力墙结构.
剪力墙墙厚根据计算确定，一般墙肢厚度详见表1.标准层 平面结构布置图见图1.
Las 表1主要墙体厚度 B2F8F924F2535F 3644F 4550F X向靖SD 400 300 300 300 Y向500450400390 300 图1标准层平面结构布置图 3结构设计与计算 3.1设计参数 本工程抗震设防类别为丙类：抗震设防烈度为7度：设计基本地震加速度值为0.1g：设计地震分 组为第二组：水平地震影响系数最大值为0.105（多遇地震作用下）（安评报告提供）：Ⅱ类场地（场 地特征周期为0.35s）：结构阻尼比：0.05.
剪力墙抗震等级为一级.
基本风压为0.65kN/m²（50年重 现期），地面粗糙度类别为A类.
3.2多遇地震下振型分解反应谱法计算分析 本工程采用中国建筑科学研究院PKPMCAD工程部编制的SATWE（2011年1月版）和韩国 MIDASITInc.公司编制的MIDASBuilding（2011版）两种不同的空间有限元分析与设计软件进行了结 构整体计算分析.
分析按照二层地下室并附带相关联部分结构进行结构嵌固条件分析计算.
验算通过 后按无地下室模型进行结构整体计算分析.
多遇地震作用和风荷载按两个主轴方向作用，同时考虑5% 偶然偏心地震作用下的扭转影响及双向地震作用之最不利作用.
作者其合 牟达 (1983) 男项出;工
结果说明各程序在计算结构动力特性方面较为精准，程序之间具有可比性.
计算主要结果见表3、 4.
表2整体结构总质量、基底剪力比较表 表3整体结构周期表 计算 总质量(T) 期 网期 ≤s) SAIWE MIDAS 程宇 X向 Y向 第一期期 354 351 075风 106493 075风 257796 第二周期 296 294 MIIAS K3I840 小震 189299 小泵 194753 扭期 265 405746 41765.3 075 风109615075风26369 T/1 0757 0755 SATWE K022592 小雪 19127 19005.3 中蒙433018 48617 表4顶点最大位移与层间位移角 地用 计算程字 小霜 X向 Y向 X向Y向 X向 Y向 Sawe 10688141441/7241/90414037 1/990 Maks 1/739141841/9815711400109 3.3弹性动力时程分析 弹性动力时程分析采用SATWE进行计算，选用的地震波为场地地震安全性评价报告提供的50年 超越概率为63%的一条人工波a63-2和分析软件内存的两条适合本工程场地土的两条地震波XH-1和 XH-2，单个波的总地震剪力不小于振型分解反应谱方法计算结果的65%，三条波计算所得的结构基底 剪力平均值平均值不小于振型分解反应谱方法计算结果80%，满足规范要求.
对于顶部楼层的剪力大 于反应谱计算的部分，结构设计时将取用三条时程波的包络值，在反应谱基础上将内力放大调整，进 行构件补充计算.
3.4中震弹性和中震不屈服分析 在进行多遇地震弹性计算的基础上，本工程进行了中震弹性验算，计算目标是底部加强区剪力墙 受剪保持弹性状态，部分连梁可以进入塑性阶段，并通过调整梁刚度折减，适当增加剪力墙安全度.
此外进行了中震不屈服结构验算，计算目标是剪力墙偏拉偏压保持不届服状态，验算墙肢是否出现全 截面受拉，部分连梁可以进入塑性阶段.
上述计算均采用特征周期0.35，水平地震影响系数0.23.
3.5静力弹塑性分析 本工程采用PUSH&EPDA对主体结构进行了X向和Y向推覆计算，荷载加载形式为CQC.其性能 点的基底剪力、顶点位移为、阻尼比、最大层间位移角见表5.
罕遇地震作用下的薄弱层弹塑性变形验 算满足规范1/120要求.
表5结构性能点相关参数 基力(N） 顶移 （m) 最大易可范移即尼比 X 81721 0509 1/239 00B8 Y 79904 0.582 1/253 0041 3.6结构舒适度验算 按照10年重现期的风荷载计算结构顶点横风向及顺风向的结构顶点加速度，本工程的计算结果为： 顺风向0.060m/s²，横风向0.147m/s²，满足规范0.15m/s²的限值.
4抗震构造措施 控制墙肢轴压比不大于0.50，南北窗间墙处按分离框架柱进行补充计算分析，框架分担的剪力按
剪力墙底部加强区取 为一层～六层，过渡层取为七层～八层，采用一级抗震等级：对大堂处局部穿层肢墙采取特一级抗震 构造措施，并在一、二层增设钢骨加强.
在底部中震受拉（拉应力标准值大于f）处墙肢增设型钢， 以型钢抵抗全部拉力，且型钢配置高于受拉区域二层，并采取特一级抗震构造措施.
需构造加强的节 点（转角墙、横墙、南北窗间墙，内墙支撑多梁的端节点）的约束边缘构件上延至轴压比0.30处（25 层）.
在楼板局部不连续处加大两侧板厚，并配置上、下双向通长钢筋，同时周边剪力墙设暗梁，以增 大水平刚度.
罕遇地震作用时，底部加强区内的部分墙肢进入塑性状态，施工图设计时增加设置型钢 或加大配筋等加强措施，以提高墙肢延性及抗倒塌能力.
5结论 通过两个不同软件对整体结构的计算分析，互为验证后，结构的刚度与变形特性满足规范规定的 限制要求，按设定的性能目标及相应措施，通过对超高层复杂结构进行弹性、弹塑性分析，实现预期 的性能目标，采用比规范要求更高的抗震构造措施对重要的构件做适当的加强.
参考文献 [1]GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010 [2]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规程[S]北京：中国建筑工业出版社，2010 [3]徐培福.复杂高层建筑结构设计[M].北京：中国建筑工业出版社，2005.
[4]超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点[S].2003. [5]徐培福，戴国莹超限高层建筑抗震设防审查的若干讨论[J].土木工程学报，2005，38（1）：1-9.
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焦柯、陈星等-7度区超限高层框筒结构受拉墙体抗震性能分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 7度区 超限高层框筒 结构受拉 墙体抗震性能分析 焦柯 ，陈星，吴桂广，贾苏，欧韬 （广东省建筑设计研究院.
广州510010） 摘要：针对7度区12栋超限高层框筒结构进行中震下主要墙肢拉应力比统计，最大拉应力比在1.0-2.5之间，在结构 设计可控范围内.
当高层结构中震计算结果不满足剪重比、刚度比等要求时，计算软件自动根据规范要求放大楼层地震 力，会导致较大的轴向拉力，建议采用未经放大的标准组合拉应力判断受拉程度.
对核心筒偏置的超限结构进行抗震性 能分析，发现拉应力较大的墙股在大震作用下出现拉剪或拉弯破坏，不满足抗震性能目标C要求：根据剪力墙拉应力配 置型钢后，改善了结构底部剪力墙的抗震性能，墙肢未出现剪切破坏和拉弯屈服，满足抗震性能目标C要求.
进一步的 精细有限元分析表明，加型钢后受拉剪力墙的抗拉和抗剪能力明显提高.
当中震作用下超高层结构的底部剪力境拉应力 比超过2.0时，可通过加型钢或钢板来满足抗震性能要求，但型钢或钢板截面面积应适当加大.
关键词：超限高层建筑，框筒结构，受拉墙体，抗震性能 1前言 根据7度区12栋超高层结构的统计，在双向地震作用下底部剪力墙容易产生拉力，使墙肢出现小偏 心受拉.
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）第7.2.4条，抗震设计的双肢剪力墙，其墙肢 不宜出现小偏心受拉：当任一墙肢为偏心受拉时，另一墙肢的弯矩设计值及剪力设计值应乘以增大系数 1.25.
在高层结构设计中，工程师一般避免出现受拉墙体，尽量调整不出现较大拉力，由于超高层结构高 宽比较大，有时无法消除中震受拉墙肢出现，需要通过进行细致的抗震性能分析，以保证关键构件在大震 下不损伤或损伤较小.
在中震作用下底部剪力墙拉应力大于tk时，目前常规的处理办法是在剪力墙内埋 置型钢或刚板来承受中震产生的拉力.
在大震作用下这些剪力墙受拉会更严重，通过在剪力墙内埋置型钢 能否满足结构构件的抗震性能要求，特别是在底部剪力墙拉应力大于2*tk时加型钢是否可行目前尚无共 析其在大震作用下的抗震性能.
212栋超高层框筒结构受拉统计 表1为7度区12个工程的基本信息和主要墙肢拉应力比，本文中墙肢拉应力比定义为根据中震反应 谱法计算得到的墙肢最大拉力与墙肢有效面积和混凝土抗拉强度标准值乘积之比.根据对表1中12个工程 的分析，得到以下分析结论： （1）12个工程的主要剪力墙最大拉应力比在1.02.5之间（除琶洲AH041006地块外），最大拉应力 比大小与结构的高宽比和核心筒高宽比的大小没有必然关系.
琶洲AH041006地块的主要剪力墙最大拉应力 比高达3.9，明显大于其他工程的剪力墙最大拉应力比，原因是琶洲AH041006地块的核心筒偏置（见图2）.
可见在7度区，若核心筒布置在楼层平面中部，墙体的受拉作用并不严重.
作者简介：焦柯（1968--），男，硕土，教授组高工
当部分剪 力墙拉应力比大于2时，剪力墙拉应力比超1.0的墙肢分布在15层，即底部加强区及向上延伸1~2层.
除上述部位，在竖向刚度突变位置也会出现较大拉力.
当墙肢处于明显受拉状态，其抗剪、抗弯能力大大 下降，因此对拉应力比较大的墙肢设计中应特别关注.
（3）由于中震不屈服设计中软件计算的剪力墙最大拉力，已包括了因为结构不满足规范对剪重比、 刚度比等的要求所进行的楼层地震力放大，譬如表1中琶洲AH041006地块不满足刚度比要求，楼层地震力 放大系数1.25，不满足剪重比要求，放大系数1.09，按放大后的组合内力计算墙肢拉应力比3.9，若按不 放大标准组合内力计算拉应力比2.8，拉力人为放大了39%.
在大震作用下，剪力墙的轴力组合工况为1.0 恒载0.5活载1.0地震，剪力墙的轴力没有其他放大系数，因此中震受拉墙体在大震下拉应力不一定很大.
故在中震计算时，用不考虑地震力放大的标准组合内力计算剪力墙的最大拉力更合理.
表1结构基本信息 结构体系 高度(m） 层数 高宽比 核心筒尺寸 简高宽比 最大拉应力 比/ftk 珠江新城F2-4地块 框架-核心筒 280. 0 55 6. 1 19.2*21. 2 14.5 1.5 珠江新城D3-2地块 框架-剪力墙 157. 0 36 4. 4 12.8*18. 0 12.3 1. 5 琶洲AH041006地块 框架-核心筒 160.0 37 7.1 11. 0*24. 0 14.5 3. 9 粤电中心 框支-剪力墙 154. 0 33 5.0 11. 4*22. 6 13.5 1. 4 德国中心 框架-核心筒 239. 4 58 6.0 20. 6*23. 0 11.6 1. 1 广州金融城007地块 框架-核心筒 172. 0 40 5.0 12. 1*37. 5 14.2 2. 2 广州金融城005地块 框架-核心筒 174. 6 43 5.2 10. 5*42. 0 广州华南国际港航中心 16.6 1. 9 框架-核心筒 248. 5 52 5.9 21. 6*21. 6 11.5 1. 0 广州金融城绿地中心 框架-核心筒 175. 2 40 4.8 12. 3*38.1 14.2 2.2 广州城际中心 框架-核心筒 172. 4 39 5.0 13. 9*30. 7 12. 4 1. 7 沈阳华强1栋 钢框架-核心简 299. 7 70 8.4 24.5*24. 5 12.2 2.5 沈阳华强3栋 框架-双核心简 183. 3 53 6.9 8.9*17. 7 20.6 1. 4 3某超高层框筒结构抗震性能计算 3.1计算模型 琶洲AH041006地块采用框架-核心筒体系，1-4层采用型钢混凝土柱，5层及以上采用普通钢筋混凝土 柱，剪力墙厚度从底部800mm收至顶部500mm，剪力墙和柱混凝土强度C60，型钢强度Q345，标准层平面 核心筒偏置，三维计算模型和结构布置示意分别见图1和图2所示.
经中震计算，图2中标注墙号位置的 墙肢拉应力较大，通过在墙内加型钢提高抗拉性能，表2给出了首层剪力墙拉力和所加单根型钢截面积.
W1W2 W3W4 TAZI 图1三维计算模型 图2首层平面示意图
计算模型不考虑楼板对梁的刚度贡献，连梁刚度不折减：暗柱钢筋采用 箱型钢柱模拟：无大开洞楼板的楼层采用刚性板假设：出现剪切破坏的剪力墙剪力占本楼层总剪力的20% 以上时，认为结构整体出现剪切破坏.
首先施加初始荷载，初始荷载取1.0D（恒载）0.5L（活载），然后施加地震波.
大震作用的峰值加速 度取220cm/s.计算采用的地震波限于篇幅这里略去.
3.3中震和大震的主要结果 （1）基底剪力和位移角 中震和大震下计算构件内力组合工况取1.0恒载0.5活载1.0地震，其中中震为反应谱法的计算结果， 大震为动力弹塑性时程法的计算结果，见表3.
大震作用下结构最大层间位移角为1/109，满足《高层建筑 混凝土结构技术规程》限值1/100要求.
表3基底最大剪力和层间位移角 最大基底剪力（kN） 最大层间位移角 中震 31027 1/340 大震 55362 1/109 （2）构件性能评价 本工程性能目标定为C，根据表4可见，由于在大震作用下底部加强区剪力墙出现拉弯屈服和剪切破 坏，结构不能满足性能C的抗震性能要求.
表4构件性能评价 构件 中震性能要求 中震计算结 大震性能要求 （性能C） 果 （性能C） 大震计算结果 验算情况 底部加强区 抗弯不屈服， 未出现超筋 抗弯、抗剪不屈服 首层部分剪力墙拉弯屈服：个 中震满足， 力墙 抗剪弹性 别剪力墙剪切破坏 大震不满足 非成部加强区 抗弯不屈服， 未出现超筋 抗弯、抗剪不屈服 剪力墙未出现屈服，均满足最 剪力墙 抗剪弹性 小抗剪截面验算 满足 框架柱 抗弯不屈服，抗剪 未出现超筋 部分屈服：受剪满足 部分框架柱出现屈服，满足抗 弹性 截面限制条件 剪截面验算 满足 抗弯允许部分屈 允许大部分构件抗 框架梁 服，抗剪不屈服 未出现超筋 弯屈服，受剪满足截 大部分屈服 满足 面限制条件 抗弯允许部分屈 个别连梁出 允许大部分构件抗 连梁 服，抗剪不屈服 现抗弯届服 弯屈服，受剪满足截 大部分屈服 满足 抗剪不屈服 面限制条件 3.4受拉墙的性能分析 以下计算结果中，模型1为图2中受拉墙肢布置分布钢筋和暗柱钢筋、模型2为布置分布钢筋、暗柱 钢筋和型钢、模型3为布置分布钢筋、暗柱钢筋和两倍面积型钢.
（1）墙加型钢对剪力和位移角的影响
从表5可知，在加型钢后基底剪力增大， 型钢越多最大基底剪力越大，最大层间位移角基本不变.
表5最大基底剪力和层间位移角 基底剪力（kN） 层间位移角 模型1 55362 1/109 模型2 57110 1/108 模型3 59855 1/108 （2）墙肢W4内力分析 图3为墙肢W4在中震反应谱计算的各层最大拉力与大震弹塑性时程分析底部出现最大拉力时刻 （12.48s）的轴力、弯矩、剪力对比.
中震反应谱计算的首层最大拉力16871kN，最大剪力为3045kN，最 大弯矩为-8228kN.m.
大震下弹塑性时程在12.48s时刻首层最大拉力12600kN，最大剪力1177kN，最大 弯矩为-344kN.m.
大震下剪力墙最大拉力小于中震反应谱结果，说明中震反应谱法考虑剪重比、刚度比等 的要求所进行的楼层地震力放大，高估了剪力墙拉力.
在大震最大拉力时刻（拉应力比2.1），此时弯矩较 小，剪力并不小，剪力墙容易出现剪切破坏.
大震下中上部楼层的墙肢W4处于受压状态，虽然弯矩较底部 大，由于受压墙的抗剪、抗弯能力都比受拉墙高的多，因此不易屈服.
一大地力 *力 -大期 中 I5 -大民力 1 (a) 贵力 (in) (D) 非 (n) 4308 6000 图3中震和大震下墙肢W4内力比较 （3）暗柱应变分析 0000 : otoed 10020 0010 0:0000 23 15 时间s 图4AZ1暗柱钢筋应变时程曲线 暗柱位置见图2所示.
从图4AZ1暗柱钢筋应变时程曲线可知，首层暗柱的拉应变超出屈服应变，受 拉屈服：根据中震拉力加型钢后，暗柱拉应变仍处于IO状态：当加2倍的型钢后，暗柱钢筋处于弹性状
加型钢对暗柱的拉应变影响较大，根据中震抗拉加型钢时，暗柱钢筋峰值拉应变减小 约30%，加2倍型钢时，暗柱钢筋峰值拉应变减小约50%.
同时发现，加型钢对暗柱钢筋的峰值压应变影 响较小.
（4）受拉墙加型钢性能比较 分别对三个模型进行大震分析，比较受拉墙体的性能： 1）无型钢时，首层部分剪力墙出现拉弯屈服，个别剪力墙出现剪切破坏.
部分暗柱钢筋受拉屈服，处 于IO状态，底部个别剪力墙出现轻度损伤，不满足性能C要求.
2）根据中震拉应力加型钢时，结构底部剪力墙未出现剪切破坏，也未出现拉弯屈服，个别暗柱钢筋 受拉屈服，处于IO状态，仍不满足性能C要求.
3）根据中震拉应力加2倍型钢时，结构底部剪力墙未出现剪切破坏，也未出现拉弯屈服，暗柱钢筋 未出现屈服，底部个别剪力墙出现轻度损伤，满足性能C要求.
4）墙肢中加型钢对内力分布也有影响.
加型钢的墙肢承担的拉力增大，其周围未加型钢的墙肢拉力 减小，减小幅度在10%-20%之间，同时这些位置的压应变增大了.
4受拉剪力墙有限元分析 取图2所示的首层4墙肢进行分析，首层层高6m，剪力墙厚700mm，长3000mm，水平和竖向分布钢 筋配筋率0.6%，暗柱钢筋面积7056mm2，单根型钢面积24451mm2.
采用ABAQUS计算的整体模型如图5~ 图7所示，剪力墙底部位移约束.
L L. 图5混凝土模型 图6型钢模型 图7钢筋整体模型 根据3.4节将剪力墙分三种计算模型，有限元计算所用内力从整体模型摘取，取剪力墙承受最大拉力 时刻的内力，内力值见表6.
从表中可见，配置型钢越多，剪力墙所受的拉力越大.
表6剪力墙W4计算模型的内力 轴拉力（kN） 剪力（kN) 弯矩（kN*m） 模型1 12600 1177 344 模型2 22640 1650 370 模型3 31417 1899 347 （1）模型1结果 在加载轴拉力后，剪力墙受拉破坏明显，纵向受拉钢筋屈服并进入强化阶段，墙体破坏形态为受拉破 坏.
钢筋最大MISES应力500MPa.剪力墙破坏后不能再承受任何剪力、弯矩.
图8为模型1钢筋Mises应 力.
（2）模型2结果 在全部荷载加载完毕后，剪力墙暗柱区钢筋受拉屈服，但仍继续承受剪力和弯矩.
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焦柯、赵云龙等-任意截面组合构件正截面承载力验算软件SRCTRACT的开发及应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 任意截面 组合构件正截面承载力验算 软件 SRCTRACT 的开发及应用 焦柯 ，赵云龙，赖鸿立，赖正首 （广东省建筑设计研究院.
广州510010） 摘要：任意截面钢-混凝土组合构件正截面承载力验算是复杂结构设计中一项重要工作.
目前多采用国外软件进 行计算，不利于工程师应用.
作者借助C#开发了任意截面钢-混凝土组合构件承载力验算软件SRCTRACT.
本文 介绍了该软件的基本假定、主要功能及应用情况，该软件建模方便直观、计算稳定、计算结果可以图形或文本输 出，可以有效解决任意截面的正截面承载力验算问题.
关键词：组合构件，正截面承裁力验算，软件开发 1前言 随着结构设计中采用形状不规则截面和各种钢-混凝土组合截面越来越多，其正截面承载力验算是一个 棘手的问题.
规范仅给出常规截面的验算公式，对复杂组合截面有的工程师采用近似截面计算，造成误差 较大，有的采用非正版国外软件抗震性能验算，存在安全隐患.
目前常用的构件验算软件主要有XTRACT、 RESPONSE2000等，这些国外软件存在着价格较高、操作繁琐及材料定义不符合中国规范要求等间题.
鉴 于此，作者借助C#语言开发了一款适合我国结构设计习惯的钢-混凝土组合构件承载力验算软件 SRCTRACT，该软件具有验算剪力墙、柱、梁、板等构件的PM、MM和M9承载力极限值功能.
2基于离散纤维单元的平截面假定 关算法分析，将截面离散为有限个混凝土单元、型钢单元和钢筋单元，并近似取每个单元内应变和应力为 均匀分布，其合力点在单元重心处：截面达到承载能力极限状态时各单元的应变按截面应变保持平面的假 定确定，材料的强度、应力应变关系采用《混凝土结构设计规范》"及《钢结构设计规范》的相关规定 取值.
任意截面正截面承载力公式见式（1）～（3），计算示意图见图1.
o A - oaA ...() =1 j=1 M≤ ..(2) O_Aya ..(3) 式中N为轴力设计值：M，、M为偏心受力构件截面x轴、y轴的弯矩设计值：O、A为第i个混凝土 作者简介：焦柯（1968.07），男，硕士，教授级高工
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焦柯、吴桂广等-特大地震作用下超限高层结构破坏特点分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 特大 地震作用下超限 高层结构破坏特点分析 焦柯 ，吴桂广 ，贾苏，欧晏韬，陈星 （广东省建筑设计研究院，广州510010) 摘要：汶川地震和智利大地震表明，实际发生的大地震可能远大于规范设防要求，造成严重的地震灾害.
本文针对7 度区7栋超高层框架-核心筒结构，加载8度罕遇地震作用进行分析计算，发现结构的整体破坏主要原因是结构竖向刚 度突变部位或底部加强部位的剪力墙发生较大范围的剪切破坏：同时，裙房项和塔楼顶的框架柱发生严重拉弯破坏，而 大部分外框架柱抗剪承载力有较大的富裕.
楼层最大位移角越大的结构不一定先倒塌破坏，反而位移角小的结构容易发 生脆性剪切破坏.
有限元分析表明，当轴向受拉作用下，剪力墙抗剪强度显著下降，在特大震作用下受拉剪力墙的剪切 破坏会先于拉弯破坏，仅按规范剪压比限值0.15控制剪力墙的抗剪强度，不能保证结构安全.
关键词：特大地震，超限高层结构，弹塑性时程分析，剪切破坏 1前言 汶川地震中，龙门山断裂带上的映秀、北川、青川、平武等县镇均按7度设防，实际地震强度达到 10或11度，高于设防能力8～10倍.
实际的最大峰值加速度远大于规范要求，其中四川什旅八角台主震 最大水平峰值加速度值为956.7cm/s2.四川卧龙台主震最大水平峰值加速度值为596.0cm/s2，可见实际发 生的大地震远大于建筑物设防要求.
2010年2月27日在南关洲智利发生的8.8级大地震，造成了钢筋混凝 土高层建筑的严重破坏，这是近年来现代钢筋混凝土高层建筑经历的最大地震.
根据文献[1]的研究，智利 高层结构剪力墙厚度与中低层结构剪力墙厚度相近，造成剪力墙轴压比过大，在此次地震中发生严重破坏： 智利国家规范在钢筋混凝土剪力墙设计中参考美国规范，但允许对边缘约束构件设计予以放松，是造成剪 力墙破坏的另一原因.
据统计此次震害有数千片剪力墙发生破坏，其破坏模式以拉压破坏为主、剪切破坏 为辅.
本文针对7度区7栋按中国规范设计的超高层框筒结构，通过加载8度罕遇地震作用，分析这7栋超 高层结构在特大地震下的破坏特点，并与7度罕遇地震作用下损伤进行对比，找出结构的薄弱部位及破坏 模式，作为罕遇地震下大震不倒性能补充分析.
27栋超高层结构简述 2.1结构基本信息 表1为7个工程的基本信息，图1和图2分别为7个工程的三维计算模型和平面图.
表1结构基本信息 结构体系高度（n）层数 主要截面（mm） 主要材料 结构特点 广州金融城 框架一核 境700~500，柱 境柱C70~ 23层以上外简左侧取消部分Y向剪力 007地块 心筒 172. 0 40 1400*1800~ C50.梁板C30 墙：下部采用型钢混凝土柱，上部采 1000*1200 用混凝土柱 作者简介：焦柯（1968).
男，硕土，教授级高工
21层以上墙取消 007地块 005地块 港航中心 绿地中心 加强层腰析架 mTm 城际中心 华强1栋 华强3栋 图2标准层平面 2.2计算模型及假设 采用PERFORM-3D软件计算.
计算模型不考虑楼板对梁的刚度贡献，连梁刚度不折减：暗柱钢筋采用 箱型钢柱模拟：无大开洞楼板的楼层采用刚性板假设：出现剪切破坏的剪力墙剪力占本楼层总剪力的20% 以上时，认为结构整体出现剪切破坏，剪切破坏强度参考文献[2]取值.
材料弹塑性本构关系以《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）附录C提供的混凝土和钢筋本构关 系为基础.
在弹塑性分析中，混凝土材料仅考虑受压状态，不考虑受拉.
钢筋和型钢选用三线性本构关系，
图3和图4中Y表示材料屈服由钢材标准值或混凝土设计值（FY）控制，U 表示材料达到最大强度由钢材极限值或混凝土标准值（FU）控制，L表示材料开始失效，R表示材料失效 达到最低点并进入平台段，X表示材料完全失效，DY，DU，DL，DR和DX分别是控制点Y、U、L、R和X 的应变.
图5为墙单元剪切破坏本构关系，U表示材料达到极限抗剪强度，R表示材料失效达到最低点并 进入平台端，X表示材料完全失效，FU为极限抗剪强度，DU，DR和DX分别是控制点U、R和X的应变.
梁、柱构件根据实际配筋设置弹塑性纤维截面，杆构件端部各设置0.05倍杆件长度的纤维截面单元， 其他区域为弹性截面单元.
剪力墙单元沿布置方向平均划分纤维并在剪力墙两端设置暗柱.
FU FY (FF DU DR DX D 图3钢材本构关系 图4混凝土材料本构关系 图5剪应力-剪应变关系 2.3加载和地震波信息 首先施加初始荷载，初始荷载取1.0D（恒载）0.5L（活载），然后施加地震波.
大震作用的峰值加速 度取220cm/s²，特大地震峰值加速度取400cm/s².
7个工程计算采用的地震波根据规范选取，限于篇幅， 这里略去具体波形.
3特大地震下结构破坏特点 表2为7栋超高层结构在大震和特大地震下破坏的特点及破坏程度对比.
（1）大震和特大地震下大部分连梁均发生破坏，大震下部分框架梁发生屈服，特大地震下大部分框架 梁发生屈服，部分发生弯曲破坏.
（2）塔楼顶、裙房顶和加强层上下楼层的部分框架柱发生拉弯破坏.
特大地震下框架柱的屈服范围 和程度更大.
（3）大震下结构个别位置剪力墙出现剪切破坏，破坏范围较小，特大地震作用下，结构出现大范围 的剪切破坏，剪力墙剪切破坏主要集中在核心筒刚度突变处、加强层及结构底部.
核心筒刚度突变处和加 强层出现破坏，主要是由于刚度突变导致剪力集中引起.
结构底部剪力墙出现破坏，主要由于底部楼层剪 力较大，抗剪承载力达到极限而破坏.
表2构件破坏情况对比分析 大震破坏特点 特大地震破坏特点 对比分析 007 （1）少量连梁发生弯曲破坏.
（1）部分连梁弯曲破坏，35层到顶层部 （1）特大地震下连梁、上部框架梁、 地 （2）塔楼项部个别框架柱发生 分框架梁弯曲破坏.
塔楼项框架柱的破坏程度更大.
块 拉弯破坏.
（2）塔楼项部分框架柱发生拉弯破坏.
（2）大震和特大地震均在23层取消 （3）23层核心筒左侧剪力墙出 （3）1523层筒左侧剪力墙完全剪坏， 剪力墙位置剪力墙首先出现剪切破 现剪切破坏和受压损伤，并且向 814层端部剪坏，并出现受压损伤：首 环，特大地震下右侧剪力墙剪应变较 下延伸：底部剪力墙出现轻度受 层角部剪力墙钢筋屈服，底部剪力墙出 大，也出现剪切破环，使结构出现整 压损伤.
现受压损伤.
体破坏.
900 （1)30-38层梁构件弯曲破坏严 （1）4.74s，3038层连梁发生弯曲破环， （1）30-38层梁构件弯曲破坏严重， 地 重. 13.62s，30~38层框架梁弯曲破坏严重， 各层连梁均有弯曲破坏.
特大地震下 块 （2）塔楼项个别框架柱出现拉 各层连梁均有所破坏.
塔楼顶框架柱的破坏程度略大.
弯破坏.
（2）塔楼项部分框架柱出现拉弯破坏.
（2）大震和特大地震均在取消剪力墙 （3）取消剪力墙位置附近出现 （3）13.62s，13~16层和2328层外筒位置的剪力墙出现剪切破坏，特大地
转角位置个别剪力墙钢筋屈服.
取消剪力墙位置和底部加强区.
港 （1）部分连梁达到弯曲破坏.
（1）5.76s，上部楼层连梁开始出现弯 （1）特大地震下连梁的破坏程度更 航 （2）框架柱未出现屈服.
曲破环，并且向下发展.
大.特大地震裙房项框架柱出现屈服.
中 （3）17层个别剪力墙出现剪切 （2）8.4s，裙房顶框架柱出现屈服.
（2）大震和特大地震均在17层剪力 破坏，并有向下发展的始势：底 （3）8.4s，17层部分剪力墙出现剪切破 墙开始出现剪切破坏，特大地震作用 部剪力墙出现受压损伤.
坏，破坏延伸至14层，出现整体倾斜： 下14层至17层部分剪力墙剪切破坏 底部剪力墙出现受压损伤.
严重，出现整体倾斜.
绿 （1）部分连梁达到弯曲破坏.
（1）6.18s，上部楼层连梁首先出现弯 （1）特大地震下大部分连梁弯曲破 地 （2）裙房项部分框架柱钢筋屈 曲破环，并从顶部楼层向下发展.
环：裙房项部分框架柱出现拉弯破坏.
中 服 （2）15.9s，裙房顶框架柱出现拉弯破坏.
（2）大震和特大地震均在21层剪力 （3）21层个别剪力墙出现剪切 （3）15.9s，21层剪力墙和首层部分剪 墙开始出现剪切破坏，特大地震作用 破坏，并有向下发展的始势：底 力境出现剪切破坏：底部和21层剪力墙 下首层剪切破坏严重，出现整体倾斜.
部剪力墙混凝土出现受压损伤.
出现受压损伤.
城 （1）部分连梁弯曲破坏严重.
（1）6.36s，中部楼层连梁开始出现弯 （1）特大地震下连梁、裙房顶框架柱 际 （2）裙房项部个别框架柱发生 曲破坏，并且向上下楼层发展.
的破坏程度更大.
中 拉弯破坏.
（2）裙房项部框架柱发生拉弯破坏.
（2）大震下少量X向一字剪力墙和转 （3）2439层筒内少量X向剪力 角剪力墙剪切破坏，特大地震底部、 墙剪切破坏：中部和顶部部分楼 X向剪力墙剪切破坏.
底部、中部和项部 中部和顶部部分楼层的短肢剪力墙钢 层的短股剪力墙钢筋屈服.
部分楼层的短肢剪力墙钢筋屈服.
筋屈服，少量底部剪力墙剪切破坏.
华 （1）部分连梁出现弯曲破坏.
（1）6.18s，上部楼层连梁弯曲破坏.
（1）特大地震下连梁的破坏程度略 强1 （2）塔楼项和加强层上下层的 (2）加强层上下层和塔楼顶框架柱出现 大.
大震塔楼顶和加强层上下层的框 栋 框架柱钢筋屈服 屈服，部分腰析架屈服.
（3）14、28、42层加强层以及底部16 架柱出现屈服，特大地震加强层上下 （3）28、42层加强层部分剪力 层和塔楼顶框架柱出现屈服，部分股 墙剪坏：项部个别剪力墙钢筋屈 层和项部少量剪力墙剪切破坏：项部个 布架出现屈服.
服，下部剪力墙受压损伤.
别剪力墙钢筋屈服，下部剪力墙受压损 （2）特大地震作用下，加强层附近的 伤.
楼层剪切破坏程度较大，导致结构出 现整体破坏 华 （1）大部分连梁出现弯曲破坏.
（1）大部分连梁弯曲破坏.
（1）连梁的破坏程度接近.
大震下框 强3 （2）框架柱未出现屈服.
（2）裙房项部分框架柱出现屈服.
架柱未出现届服，特大地震裙房项框 栋 （3）7层部分斜墙发生剪切破 （3）7、8层斜墙、537层简体少量剪 架柱出现屈服.
坏：7层个别剪力墙钢筋屈服.
力墙发生剪切破坏，楼层越高破坏墙肢 （2）特大地震下，斜墙的剪切破坏数 越少：7层和8层端部个别剪力墙钢筋屈 量增多，破坏程度增大，导致结构出 服，底部大部分剪力墙混凝土出现受压 现整体破坏.
损伤 4结构整体破坏时若干指标分析 4.1基底剪力和位移角 表3为基底最大剪力和结构最大层间位移角与小震下结果比值，以及特大地震破坏前最大层间位移角.
度/7度”表示特大地震破坏前与7度大震之比.
表3基底剪力和位移角 基底剪力比值 位移角比值 层间位移角 7度/小震 8度/小震 8度/7度 7度/小震 8度/小震 8度/7度 8度 007地块 5.91 7. 65 1. 29 6. 43 8.06 1.25 1/116 005地块 6.05 7.55 1.25 6. 35 8.08 1.27 1/119 港航中心 4. 38 7. 17 1. 64 4. 41 9.05 2.05 1/70 绿地中心 5.42 7.39 1. 36 5.54 9.11 1.64 1/101 城际中心 4.56 5 57 1.22 5. 48 11. 98 2.19 1/84 华强1栋 4.15 4. 36 1. 05 6. 47 6. 92 1.07 1/104 华强3栋 3. 66 6. 15 1. 68 8.12 12. 32 1.52 1/66 平均值 4. 88 6. 55 1. 34 6. 11 9.36 1.53 1/90
7栋超高层结构的最大层间位移角平均值 为1/90.
007地块和005地块的层间位移角最小，由于这两个项目取消上部剪力墙对刚度影响明显，导致 应力集中，剪力墙过较出现剪切破坏：其次为绿地中心和华强1栋，由于加强层造成刚度突变，剪力放大， 导致最终剪力墙剪切破坏.
位移角较大的港航中心、城际中心和华强3栋，8度与7度的位移角比值也较 大，说明具有较好的延性.
总体来说，刚度突变越大，结构越早出现剪切破坏，破坏时的层间位移角越小， 结构的延性越差.
由位移角放大系数可知，7度和8度的地震平均位移角放大系数分别为6.11和9.36，位 移角越大并不代表结构破坏越早，薄弱部位具有足够的延性很重要.
当应力集中导致剪力墙剪切破坏时， 位移角不一定很大.
8度与7度的平均剪力放大系数比值为1.34，平均位移角放大系数比值为1.53，当某结构的比值大于 平均值时，结构的延性相对较好，结构没有在刚度突变处出现大范围的剪切破坏.
4.2位移比 表4为7栋超高层结构在小震和特大地震破坏时刻的楼层最大位移比.
在结构破坏时刻，有四个结构 的位移比增大，有三个减少，结构剪切破坏与扭转大小没有必然关系.
其中华强3栋破坏时刻的位移比明 显增大，原因是斜墙位于外框，对结构的抗扭贡献很大，斜墙破坏后结构的抗扭刚度前弱.
表4位移比 007 地块 005地块 港航中心 绿地中心 城际中心 华强1栋 华强3栋 小震位移比 1. 21 1. 41 1. 03 1. 39 1. 12 1. 01 1. 23 8度破环时刻位移比 1.33 1.55 1. 01 1. 29 1. 15 1. 00 1. 60 007地块，在22.8s破坏时刻，7度地震的位移比为1.21，8度地震的位移比为1.33，由于结构构件 破坏，导致楼层位移比增大，图6为23层平面左右两边柱节点的位移时程.
4.3框架柱剪力 表5为7栋超高层结构首层柱剪力占总剪力的百分比.
结构破坏前，最大剪力时刻8度地震下的柱分 配剪力占总剪力的比值相比7度要大：结构破坏时刻，8度比7度地震下的柱分配剪力进一步增大，说明 框架柱二道防线起一定的作用.
华强3栋由于部分框架梁和连梁过早破坏，削弱了框架柱作用，导致7度 与8度地震下的柱分配剪力相差不大.
经统计，7栋超高层结构在8度地震破坏前框架柱最大剪压比Vmax/f.bh为0.098，90%以上框架柱剪 压比Vmax/fabho小于0.045：破坏后框架柱最大剪压比Vmax/fabh-为0.188，90%以上框架柱剪压比 Vmax/fabh.
小于0.087，远小于0.15，说明大部分框架柱的富裕度较大.
表5框架柱分配剪力 破坏前最大剪力时刻对应的柱剪 8度结构破坏时刻对应的柱剪 力百分比 8度/7度 力百分比 8度/7度 7度 8度 7度 8度 007地块 13.9% 15. 4% 1.11 13. 9% 15. 4% 1. 11 005地块 3.5% 3.4% 0.97 4.8% 13. 07% 2.72 港航中心 5. 3% 8.2% 1.55 13. 9% 23. 3% 1.68 绿地中心 14. 1% 17.8% 1. 26 20. 7% 21.5% 30. 1% 1. 45 城际中心 13.6% 13. 4% 0. 99 11. 0% 1. 95 华强1栋 4.6% 15.0% 3.26 9.5% 20. 5% 2. 16 华强3栋 16. 0% 18. 0% 1. 13 20. 4% 20. 0% 0. 98 4.4结构耗能分析 表6为7栋超高层结构破坏时刻构件的塑性耗能比例.
总体而言，8度比7度梁的塑性耗能比例减小， 而剪力墙的塑性耗能比例明显增大.
华强3栋梁的耗能比例达95.4%，原因是华强3栋的部分框架梁和连 梁过早出现了破坏，导致结构变柔，地震力减小，使剪力墙和柱的耗能比例较低.
表6破坏时刻构件耗能比例 柱构件塑性耗能比例 梁构件塑性耗能比例 墙构件塑性耗能比例
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湛华、高勇-保山市人民医院高层住院楼消能减震分析与设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 保山市人民医院高层住院楼 消能 减震分析与设计 湛华 ，高勇 （云南省设计院集团，昆明650228） 摘要本文通过保山市人民医院高层住院楼消能减震设计，对隔震与减震设计方案进行了比选，并介绍了设置 耗能墙的减震设计方法.
计算分析结果表明，设置耗能墙可以有效地在小震作用下为结构提供刚度并在大震作用 下消耗地震输入的能量，大大提高了结构的安全储备，具有良好的经济效益.
关键词消能减震设计，耗能墙消能部件，结构动力弹塑性分析 1工程概况 保山市人民医院住院楼地下2层，地上15层，总高度在58.8m，总建筑面积61401m.
上部结构形式 为框架抗震墙结构，如图1所示.
保山地区抗震设防烈度为8度，设计地震分组为第三组，抗震设计基本 加速度0.2g，场地土类别II类，场地特征周期0.45s，建筑抗震设防分类为乙类，结构安全等级一级， 结构的设计使用年限为50年.
根据《建筑工程抗震设防分类标准》，本工程应按高于本地区抗震设防烈度 一度的要求加强结构的抗震措施，同时，应按本地区抗震设防烈度确定结构的地震作用.
500 28 5.300 田 量的由 3 2 42.7 4 6050 由 8 田 田 由 田 田 日 133 B 由 s 0 日田田田田日田田 -$ ±0 图1住院楼立面图 作者摘介：湛华（1976年11月），男，硕士，高级工程师
首先采 用隔震设计方案分析，本工程选取了2条人工模拟加速度时程曲线和5条实际强震记录进行结构时程分析， 通过输入7条地震波，得出隔震前后楼层剪力和楼层倾覆力矩的平均比值最大值（即水平向减震系数β） 为0.373，根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）第12.2.5条，确定考虑隔震后水平地震影响系数 最大值a=βa/=0.0746，综合考虑取值为0.08.
因本工程建筑使用功能要求，不能设置抗震缝， 长宽比为6.78，如图3所示，已经超过了《高层建筑混凝土结构设计规范》（JGJ3-2010）第3.4.3条5.0 的限值.
因此，考虑隔震影响后，Y方向的最大层间位移与平均层间位移比为1.52《抗规》要求的1.2 的限值，为抵抗地震时由于结构两端地震波输入有位相差而产生的扭转不规则振动，即（同时）满足结构 位移比及周期比的要求，须将抗震墙向两端多布置，而且抗震墙长度较长，最大长度达到8.58m，才能满 足位移比的要求.
但是在这些抗震墙的底部则出现了较大的拉应力，大大超过了隔震橡胶支座所能承受的 1MPa的拉应力，隔震橡胶支座基本无法布置.
而消能减震设计则是在上部结构设置耗能墙，小震下只提供 侧向刚度，不耗能起到支撑作用，大震下阻尼器进入屈服耗能，大幅提高抗震能力，以及在罕遇地震下抗 倒塌性能发挥消能作用，故本工程选用消能减震设计方案.
同时，消能减震设计也具有以下优点：1）减 震技术的消能墙可以结合建筑功能布置，不影响建筑使用：2）减震技术较隔震在项目中更易于调整结构 整体抗侧刚度、扭转不规则等不利情况：3）减震技术避免了因增加隔震层面导致的设备管线、电梯、楼 梯等特殊处理的要求：4）目前大部分地区对于隔震层需要单独计算建筑面积，为此，采用了减震相当于 增加了一层使用面积：5）减震技术易于维护，对于防火、防腐等具有明显优势：6）减震技术平时无需特 殊维护或保养，不承担竖向荷载，即使特殊情况下遭到破坏不会影响结构整体安全.
3消能减震设计 本工程结构体系为框架抗震 墙，结合这一特点，消能减震构件 采用剪切型金属阻尼器，其具有提 高结构刚度，减小变形，减小构件 截面尺寸和配筋，解决结构扭转问 题，提高结构抗倒塌能力等功能.
剪切型金属阻尼器通过混凝土抗剪 混凝土墙 墙与主体结构连接形成延性消能剪 力墙如图2所示，采用该种方式既 能保证结构受力，同时便于施工， 其中阻尼器与梁、混凝土可采用螺 栓及焊接两种方式连接，采用螺栓 2400 连接便于后期更换（如大地震后更 图2延性剪力境构造图 换），其不利之处在于施工时预埋套 筒与钢筋施工穿插较复杂，也可采用焊接方式连接快捷高效，便于施工，但不利于后期更换.
为更好地发 挥消能作用，延性消能剪力墙应布置在结构变形较大的部分，可在不影响建筑使用功能的前提下在适当位
1~3层平面图 415层平面图 图3结构平面布置图 4计算分析 4.1小震下结构分析 为保证计算分析的可靠性，本工程采用了PKPM和ETABS两种计算软件进行计算分析.
用PKPM计算 软件分析时，在保证结构整体刚度及动力特性前提下，采用等效墙方式对消能墙进行模拟，即用一片两端 与框架柱脱开的混凝土墙体模拟消能墙的抗侧刚度，通过对消能墙与混凝土墙体刚度等效来模拟耗能墙在 主体结构中的刚度作用，如图4所示.
用ETABS计算软件分析时，利用WEN模型单元，直接得出消能墙非线性力一变形关系，从而得出消 能墙的承载力和刚度，并参与整体结构计算分析.
两软件计算结果十分接近，最大层间位移角输出结果 SATVE：X向最大层间位移角为1/898（6层：Y向最大层间位移角为1/929（10层）：ETABS：X向最大层间 位移角为1/831（7层：Y向最大层间位移角为1/967（11层）.
底层剪力及剪重比输出结果SATWE：X向 剪力39949.64kN，剪重比5.64%，Y向剪力40273.15kN，剪重比5.69%：ETABS：X向剪力40235.2kN，剪
，均能满足《抗规》的要求.
图4消能墙与混凝土墙体刚度等效示意图 4.2小震下消能减震与非消能减震计算分析对比 表1（小震下非减震与减震结构分析对比表） X向最大层间 Y向最大层 x向最大 Y向最大 基底剪力 基底剪力 指 位移角 间位移角 位移比 位移比 V. （KN） V （KN） 非减震 1/771 1/899 1. 12 1.21 36180 39671 减震 1/896 1/902 1. 13 1. 23 40496 40570 从表1可以看出，在小震作用，设置消能墙与不设置相比，各项指标较为接近，说明在小震作用下， 消能墙仅起到给结构提供刚度的作用.
4.3大震下结构动力弹塑性分析 4.3.1地震波选用 本次计算采用21条地震动，即两条天然地震动记录和一条人工拟合地震动记录输入法（即X、Y方 向依次作为主次方向）作为动力弹塑性分析的输入，如图5所示，其中主次方向输入峰值比为1：0.85， 同时根据规范，主方向波峰值取为310gal（大震）.
0. 5 0. 5 ACC 950-81201 8" 1.0218-245 T(s) 0.5 0. 5 4.3.2结构最大层间位移角分析 L0386180 X向最大层间位移角为在天然波二作用 L0386270 下七层1/127.Y向最大层间位移角在天然波二 作用下在十二层1111，两方向最大楼层位移 角均满足规范限值不大于1/100限值要求，各 T (s) 类地震波下的位移响应，如图6所示.
0.5 图5输入地震波波形及谱分析
18 18 天然波1X主间 天然波1Y主间 16 天然波2X主间 16 天然波2Y主间 14 人工波x主向 14 人工波Y主向 12 12 楼层 10 楼层 100000200000300000400000 200000 400000 600000 x Y向层药力(kN)
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沈耀军、肖丽-结构嵌固层的判定与设计控制.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 结构嵌固层 的判定 与设计控制 沈耀军 ，肖丽 ² （1.上海凯创建筑科技有限公司，上海200023：2.建研科技股份有限会司，北京100013) 摘要：结构嵌固层是结构分析的重要计算假定之一，规范对于结构嵌固层给出了明确的判定与控制要求.
PKPI 软件在处理结构嵌固层方面从理解规范概念出发，给出了较为完整的设计控制方案，包括结构底层嵌固默认控制、 地上一层强制控制、嵌固层节点上部“弱柱”处理、配筋构造控制、底部加强区的设置范围、薄弱层的判定等， 使得结构嵌固层区域楼层在地震作用下满足规范安全要求.
关键词：嵌固层：安全控制：解决方案：PKPM软件 1嵌固层相关规范条文解读 1.1关于嵌固层方面的规范条文 现行的《建筑抗震设计规范》（以下简称《抗规》）6.1.3条、6.1.10条、6.1.14条，《高层建筑混 凝土结构技术规程》（以下简称《高规》）3.5.2条、3.9.5条、5.3.7条、7.1.4条、12.2.1条，《混凝土 结构设计规范》11.1.4条、11.1.5条，《建筑地基基础设计规范》（以下简称《基础规范》）8.4.25条， 上海市《建筑抗震设计规程》（以下简称《上海抗规》）5.5.1条、6.1.4条、6.1.12条、6.1.17条，广 东省《高层建筑混凝土结构技术规程》3.5.2条、3.9.5条、5.3.7条、13.2.1条等都对于结构嵌固层的判 定方法与设计构造，以及与嵌固层相关的其他设计项目提出了明确的控制要求.
1.2规范条文解读 各本规范从各自领域提出了结构嵌固层的控制要求，大部分内容是统一的，也有少量内容存在差异.
有必要对这些条文进行梳理，进行合理解读.
1.2.1嵌固端、嵌固部位、嵌固层的确定 对于没有地下室的普通建筑，结构嵌固层的位置非常明确，而对于含地下室的建筑，在设计时经常 采用地下室顶板作为嵌固部位的计算假定，各规范对此给出了控制要求.
条文中牵涉到嵌固层的名词主 要有三个，即嵌固端、嵌固部位、嵌固层，先分析一下彼此之间的关系，图1为嵌固层相关部位示意图， 图中可以看出嵌固端位于嵌固部位上部，嵌固层是嵌固端所在的楼层，是被约束的楼层，而不是指本身 嵌固不动的楼层，否则与底部嵌固层的表述不统一.
为了避免应用混淆，PKPM软件中用“嵌固端所在 层”来表示嵌固层.
VA 图1嵌固层相关部位示意图 作者簧介：沈耀军（1968-），男，高级工程师
在PKPM三维分析软件中完全可以实现地下室上下部结构整体计算，因此在整体计算时将这个嵌固端 概念转换为设计概念，与力学嵌固端无关.
在软件中引入设计意义的嵌固端，可以在实现整体计算的同 时，对于符合规范要求的嵌固端部位通过相关调整实现概念设计.
1.2.3嵌固层刚度比控制要求 《》《》“》《》 有所放松.
由于工程的复杂性以及各地审图机构在具体规范执行过程中的差异性，PKPM软件不自动确定 嵌固端所在层，由软件使用者自行确定.
有文章中提到嵌固层判定所需刚度比控制值可以按照修约值比较法有所调整，以《高规》“为例 刚度比控制值可以放宽到1.5，此观点与规范原意不符，且按照《数值修约规则与极限数值的表示和判 定》GB/T8170-2008第4.2.1.1条、第4.3.1.2条关于标准中对极限数值没有特殊规定时，均采用全数 值比较法的要求，与修约值比较法相比，全数值比较法更为严格.
因此，不建议采用修约值进行刚度比 控制.
1.2.4如何理解底部嵌固层 所谓底部嵌固层，指计算模型中完全力学嵌固的结构底部嵌固端所在层.
对于嵌固层不在最底层时， 是否要按《高规》3.5.2-2条对该层与上层相比进行1.5倍刚度比控制，朱炳寅提出宜考虑此条，毫 无疑问满足此条要求对于结构安全是有利的，但是像底部大空间之类结构是较难做到的.
《上海抗规》 对于框剪结构、框筒结构、板柱剪力墙结构、框支结构嵌固端所在层提出了更为严格的弹性层间位移角 限值，相对而言容易操作，同时也保证了嵌固层具备足够的刚度.
PKPM软件目前处理方案是仅考虑最底层作为底部嵌固层进行1.5倍刚度比薄弱层判断.
原因是对于 不在最底层的嵌固层，下部地下室顶板嵌固部位不能达到完全力学嵌固要求，即使在地下室参数中将 值用-K法输入，表示在分析模型中控制第1～K层不发生水平方向位移，但是软件计算时仍允许嵌固部 位发生竖向变形或转动，与底部嵌固层的概念不完全相符.
因此，PKPM软件与《高规》编制组专家协商 后对非最底层的嵌固层不按1.5倍刚度比控制.
如果设计人员需要对此类结构的嵌固层按底部嵌固层进 行薄弱层控制，可以另建仅保留嵌固层以上部分的结构模型单独计算分析.
1.2.5地上一层是否需要强制执行嵌固端所在层控制 常规含地下室建筑经过合理设计，地上一层通常均可作为嵌固层进行设计控制.
当某些建筑由于开 设地下室中庭、半地下室等原因，地上一层不能满足嵌固层要求，此时嵌固端所在层可能下移.
地上一 层作为非嵌固层是否需要进行设计控制是一个值得探讨的技术问题.
PKPM软件在处理这个问题上面十分慎重，多次与《抗规》主编专家沟通，最后确定的做法是地上一 层无论是否嵌固层，均按嵌固层进行设计控制，原因是不论地下室顶板是否达到嵌固要求与否，地上一 层天然存在一个或强或弱的被嵌固效果，地震灾害分析报告表明绝大多数工程的地上一层都属于结构的 最薄弱部位，极少见到地下室结构发生严重破坏的.
为确保工程安全，按此进行控制是必要的.
对于隔震建筑之类特殊结构，如不希望软件进行强制控制，可以将地下室层数设为0进行设计，影 响到风荷载计算时可以采用v2.2版本调整风荷载基底距室外地面高度参数予以解决.
1.2.6结构底层、底部与嵌固层、地上一层的关系 《抗规》等有关倾覆弯矩计算指标时有结构底层的概念，规范中明确指出底层为计算嵌固端所在 层，即嵌固层.
在实际应用时，当嵌固层不是地上一层时，除了考察嵌固层计算结果是否满足要求以外， 建议补充地上一层计算结果进行双控.
在弹性动力时程分析时有结构底部剪力指标的要求，除了考察结构最底层与嵌固层以外，如果嵌固
2结构嵌固层的判定 2.1应用PKPM软件进行嵌固层判定 2.1.1塔楼地下室计算范围 《抗规》“6.1.14条文说明对于塔楼进行刚度比判断时的计算范围给出了较为明确的建议值.
地上 结构（有裙房时包含裙房）周边外延20m以内，《高规》5.3.7条文说明中提出塔楼地下室外扩不超过 地上结构三跨.
对于裙房布置较为简单的塔楼，进行地下室计算范围确定时按不超过三跨及20m双控即可.
某些建 筑的裙房平面布置范围远大于塔楼时，如果将裙房完整计入塔楼进行计算可能不太妥当，此时可适当缩 减较长方向的裙房平面区域先确定简化后的地上结构，缩减长度可参照地下室外扩方法及工程实际情况 斟酌处理，最后再按规范要求对地下室部分进行外扩处理.
对于地下室外墙与上部结构相距比较远（如超过40m~50m）的情况，不宜作为判断嵌固条件的墙体 下一层层高时可计入计算模型.
2.1.2刚度比计算 目前PKPM软件提供剪切刚度、剪弯刚度、地震剪力与层间位移之比三种刚度计算结果，在应用刚度 比计算结果进行嵌固层判断时，《高规》条文说明中建议采用剪切刚度进行判断.
因此，使用PKPM软 件判断是否满足嵌固层的刚度比条件非常方便，以北京地区某工程为例，首先按规范确定合理范围的塔 楼结构，计算后查看SATWE输出结果中WMASS.OUT文件中的Ratx，Raty指标是否不大于0.5即可（见图 2），PMSAP软件可以查看详细摘要文件中的ITEM043项内容.
Tnr Rntt Rrty 图2剪切刚度比取值图 需说明的是，PKPM软件自v2.1版本以后完善了剪切刚度计算方法.
原计算方法采用的是简化计算 公式，现改为与《高规》附录E完全一致的计算公式.
另外，PKPM软件的剪切刚度计算值与地下室m 值参数没有关联.
2.1.3嵌固层判定与地下室参数m值 经过地下室顶板结构体系检查与刚度比计算后，由设计人员综合判定哪个楼层作为嵌固层.
在应用 软件时只需输入“嵌固端所在层号”，默认值为地下室层数1（见图3）.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 IEE 图3SATVE软件嵌固层输入位置 种被动的搜索行为，当嵌固层不在底层时，需要设计人员寻找出结构中符合条件的嵌固部位楼层，由软 件完成后续的一系列构件放大调整处理动作.
这里要强调的是，嵌固层参数和地下室参数m值之间没有任何关系，部分设计人员对于嵌固层以下 的地下室楼层习惯施加水平约束，即将地下室参数m值输入-K（K为最底层起算的层数）或999之类数 值，这是对结构分析模型的一种主动简化处理行为.
如果希望更为真实地反映结构的性能，不推荐将m 值填-K简化处理，建议m值按照地下室外墙侧壁回填土的类型与密实度合理确定.
2.2关于地下室顶板不满足嵌固要求的一些情况探讨 2.2.1地下室顶板不满足嵌固要求的一些常见情况 首先需要检查不符合《抗规》6.1.14条要求的情况，如地下室顶板采用无梁楼盖、楼板开设较大 的洞口、地下室顶板厚度与钢筋配置不满足构造要求等.
其次，地下室顶板与室外地坪的高差不能太大，一般宜小于本层层高的1/3.
假如高差过大，相当于 此处存在一个错层，对于水平力的传递非常不利.
《上海抗规》“6.1.17条文说明中指出，如果结构转换层位于地下一层，即使地下一层与地上一层 的刚度比满足嵌固要求，也不宜将地下一层顶板作为嵌固部位.
2.2.2地下室顶板是否需要强制满足刚度比要求 业界同行根据工程实践著文“提出，对于某些结构体系，如剪力墙较多的结构，地下室顶板部位往 往较难满足嵌固要求，此时没有必要为了满足地下室顶板嵌固要求在地下室范围大幅增设或加厚剪力墙， 完全可以将嵌固部位下移至最底层，在结构其他整体计算指标都满足的条件下，地下室层数不多时采用 此方法可以获得更好的经济性.
因此，结构设计时对于地下室可不必强制满足嵌固部位要求.
当然，由于PKPM软件对地上一层自动 按嵌同层进行处理，实际上该部位的结构安全度仍然是有一定保障的.
3设计控制解决方案 为了达到嵌固端框架柱或抗震墙墙肢屈服时，嵌固部位对应的下层框架柱或抗震墙墙肢不应屈服的 目标，嵌固端所在层的柱子下端采用“弱柱”设计，即地震时嵌固端柱底出现塑性较首先屈服.
《抗规》“6.1.14-3条提供两种方法：①设计时，梁柱纵向钢筋增加的比例也可不同，但柱的纵向 钢筋至少比地上结构柱下端的钢筋增加10%，且地下一层柱上端和节点左右梁端实配的抗震受弯承载力 之和应大于地上一层柱下端实配的抗震受弯承载力的1.3倍.
②作为简化，当梁按计算分配的弯矩接近 柱的弯矩时，地下室顶板的柱上端、梁顶面和梁底面的纵向钢筋均增加10%以上.
PKPM软件按方法①进 行控制.
3.1地下室顶板嵌固部位梁进行抗震组合弯矩放大 SATWE软件自动搜索嵌固部位梁柱节点相连的框架梁，对梁端的最大抗震组合弯矩放大1.3倍.
PMSAP
4610 店 R 图4某框架梁嵌固与否组合内力放大对比图 图4为某框架梁的内力对比图，图中可以看出梁端计算配筋量同步放大约30%.
如果初始的控制组 合工况为非地震工况，软件会自动搜索抗震组合，取放大后的抗震组合工况与非地震控制组合工况按计 算配筋量确定较大值.
对于非地震区，软件不作放大处理.
3.2嵌固层下部楼层框架柱配筋放大处理 软件按照规范要求，对于嵌固层下一层框架柱自动进行配筋放大10%处理，图5为某工程地下一层 与地上一层的框架柱配筋比较图.
PKPM软件目前没有对斜柱或支撑做相应放大处理.
Lo 4.0l mo 11 60.1 f Ms fyr 38L G 地上一层 4.10) 3s 1t L.0 y 30. P 1.082527 地下一层 图5嵌固部位上下层框架柱配筋比较图 如果嵌固层不在地上一层，则地下一层至嵌固层下一层框架柱配筋均取本柱配筋与1.1X地上一层 框架柱配筋的较大值进行双控.
3.3 嵌固层构件内力放大 嵌固层框架柱在结构中属于底层柱，按照《抗规》“6.2.3条，软件自动对框架结构中底部嵌固层、 嵌固层的框架柱底部组合弯矩设计值进行放大处理.
一、二、三、四级框架柱分别放大1.7、1.5、1.3、 1.2.图6为采用SATWE软件计算的某框架工程地上一层框架柱的柱底弯矩放大系数截图.
1IEn S3. Te 图6某框架地上一层一级框架柱构件信息截图
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汪大绥、包联进等-大连绿地中心结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 大连绿地 中心结构设计 汪大绥 ，包联进 ，陈建兴，钱鹏，江月，周建龙，陆道渊 （1.华东建筑设计研究院总院，上海200002） 提要：大连绿地中心为超高层建筑，建筑高度518m，结构高度400.8m，采用巨型框架支撑核心筒伸臂桁架结构 体系.
根据结构体系和受力特点，提出了具体的结构抗震性能目标和抗震加强措施.
整体结构弹性分析和弹塑性时程 结果表明，结构整体指标和抗震性能均满足规范和抗震性能目标的要求.
对特殊部位的结构和关键问题，包括减小风 荷载、支撑和伸臂布架效率、酒店区结构体系和剪重比控制等进行分析和探讨，为结构设计提供充分的依据，同时也 为同类工程和问题提供参考.
关键词：超高层建筑，风荷载，伸臂桁架，剪重比 1工程概况 大连绿地中心项目（图1）位于大连湾东港区，毗邻国际会议中心和大剧院，由一幢超高层塔楼、商 业裙房和地下室组成，主要功能为办公、公寓和酒店，总建筑面积为29.95万m²，地上建筑面积为22.03 万m²，地下建筑面积为7.92万m².
超高层塔楼地上83层，地下5层，建筑塔冠高度为518m，结构高度 400.8m.
裙房地上4层，地上部分与塔楼之间设抗震缝脱开.
建筑设计与结构设计均由华东建筑设计研究 总院承担.
超高层塔楼平面（图2）为具有弧形切角的等边三角形，底部切角较小，顶部切角较大.
L1-L37层， 楼层平面大小沿高度先略微增大再略微减小，切角三角形边长在51.2m~53.3m之间变化：L39至顶层切角 三角形边长逐渐收缩，切角三角形平面边长从51.2m减小为32.7m.
塔楼核心筒呈六边形，长边边长约为 29m，高度约34m，主要功能为高速电梯、设备用房和服务用房.
图1大连绿地中心效果图 图2塔楼平面布置图 （） 作者简介：汪大线（1941-)，男，教授级高工
设计基本地震加速 度峰值为0.1g场地类别为Ⅱ类，特征周期为0.4s.
根据本项目的地震安全性评价报告，多遇地震加速度峰 值为46gal，为规范为1.3倍.
本工程为风敏感性的超高层结构，基本风压为0.65kN/m²，地面粗糙度为A 类，设计风荷载和楼顶加速度需通过风洞试验确定.
2结构体系 塔楼主体结构采用巨型框架支撑核心筒伸臂桁架结构体系，形成了双重抗侧力体系来抵抗水平风和 地震产生的作用，如图3所示.
4 核心筒伸胃桁架 巨型框架支撑 巨型框架次框架 整体结构 图2塔楼结构体系 核心筒在平面居中布置，从基础筏板顶面延伸至结构顶层，贯通建筑全高.
核心筒外围墙肢厚度为 1400mm~400mm，中部墙肢厚度为800mm~600mm.
从筏板顶面到28层，外围墙肢内埋置钢板，形成组 合钢板剪力墙，中部墙肢以及28层以上的外围墙肢内设置型钢，形成组合钢骨剪力墙.
核心筒混凝土强 度等级底部为C60，高区为C50.
巨型框架由6根巨型柱、6道环形桁架、巨型钢支撑及框架梁组成，39层以下，在平面的长边布置6 根中柱，减小环形桁架跨度.
巨柱采用型钢混凝土截面（图4），含钢率为4.0%~5.0%.
巨柱底部截面面积 约19m²，沿高度逐渐内收，外侧保持平齐，顶部截面面积约8m².
环形桁架承担次框架传来的竖向荷载， 并与巨型柱形成巨型框架抵抗水平力.
为提高外围巨型结构的抗侧刚度，增加外围框架承担地震剪力的比 例，在50层以下的三组巨型角柱之间设置巨型支撑.
为协调核心筒与巨型框架的变形，提高结构的整体刚度，沿塔楼高度设置了4道2层高伸臂桁架（图 5）.
伸臂桁架延伸到核心筒墙体内，提高伸臂桁架整体性.
次框架每10-18层一段，由次柱和边梁组成，采用钢框架结构.
次柱和边梁刚接，用来将竖向荷载传
次框架顶部与上部环形桁架 设置长圆孔螺栓实现竖向滑移，避免环形桁架上部的竖向荷载传递给次框架柱.
塔楼地上楼盖采用钢梁-组合楼板体系，楼板为压型钢板-混凝土组合楼板.
标准层楼板厚120mm，加 强层为200mm.
图3巨柱截面形式示意 图4伸臂布架布置示意图 3基础设计 塔楼基础采用天然地基筏板基础，筏板厚度4.5m.
塔楼基础埋深28.6m，为结构高度的1/14.
塔楼 基础持力层主要为中风化板岩，承载力特征值为2500kPa.
塔楼地基持力层局部含有构造破碎带，承载力 特征值约为500kPa-800kPa，构造破碎带埋深大部分位于底板以下7m范围内，设计中对底板以下7m范 围内的构造破碎带进行挖除，并回填C30混凝土.
裙房和纯地下室采用天然地基筏板基础，筏板厚度1m.
由于地下水位较高，抗浮设计水位为-2.75m， 裙房和纯地下室区域的底板存在抗浮问题.
结合当地常用的抗浮措施、施工条件和经济性，采用岩石锚杆 进行抗浮.
4整体结构弹性分析 整体结构采用通用有限元软件ETABS进行分析，并采用MIDAS作为补充校核.
4.1主要分析结果 结构前3阶自振周期为6.85s，6.61s，3.68s.
第1，2阶分别为49度方向和139度方向的平动主振型， 第3阶为扭转主振型.
第一扭转周期与第一平动周期的比值为0.54，小于规范限值0.85.
不同地震水准和风荷载作用下结构的基底剪力和层间位移角见表1和表2.
本项目风荷载较大，风荷 载引起的倾覆力矩比中震的结果还大，风荷载引起的层间位移角明显大于小震下的结果，说明整体结构刚 度主要是风荷载起控制作用.
表1基底剪力和底部倾覆力矩 基底剪力（MN） 力作用方向 底部顿覆力矩（MN-m） 小震 中震 大震 100年风 小震 中震 大震 100 年风 X向 51 97 225 51 12 218 22 900 52 869 25 021 Y向 51 97 225 51 12 228 22 897 52 887 表2最大层间位移角 小震作用 50年风 X向(1/) 981 556 Y向(1/) 987 504 最不利地震方向（30度），结构的最小剪重比为0.0135，为规范限值0.0158（0.012x1.31）的85.7%.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 剪重比小于0.0158的范围为19层及以下，约为全部楼层度的22%.
设计中，对小震下全楼的地震效应进 行放大，放大系数取1.17.
结构整体稳定验算满足规范要求，但小于2.7，故本工程在弹性计算模型中应考虑重力二阶效应的不 利影响.
4.2小震作用下楼层剪力及倾覆力矩分配 小震作用下外框与内筒楼层剪力及倾覆力矩的分配如图6所示.
50层以下（1~4区），外框承担剪力 约占同层总剪力的12%~20%，与底部总剪力的比值均大于10%.
50层以上（5~6区），外框承担剪力约占 同层总剪力的18%~30%，占基底总剪力7%~9%，与51层（5区底部）层剪力的比值均大于10%.
从倾覆 力矩外框内筒分担情况看，外框承担更多的倾覆力矩，且随着高度的增加，外框承担倾覆力矩的比例更大.
多通地震下X向楼层剪力分配 多遇地震下X向倾覆力矩分配 901 一层剪力 80 一层辆覆力矩 核心简财力 核心简倾覆力矩 外框剪力 外框倾覆力矩 楼层 楼层 20 20 40 60 层剪力(MN) 80 5 000 5 090 10 000 15 000 层倾覆力矩(MN.m) 图5外框与内筒楼层剪力和倾覆力矩分布曲线 5结构抗震性能目标及弹塑性时程分析验证 按照性能化设计的思想，针对不同部分构件的重要性提出主要结构构件的抗震性能目标.
竖向抗侧构 件核心筒墙体的正截面承载力、支撑、伸臂桁架和次框架柱的抗震性能目标提高到中震弹性，墙体大震下 满足抗剪截面条件：巨柱、环形桁架含有转换功能的构件，抗震性能目标提高到大震不屈服：其余构件如 连梁和次框架梁允许中震屈服耗能.
小震和中震下结构的性能作为结构承载力验算的依据.
大震下的抗震性能通过弹塑性动力时程分析来 验证.
结构的弹塑性时程分析采用了有限元分析程序LS-DYNA.
地震时程波采用了2组天然波和1组人 工波，且每组地震波均含三个分量.
在罕遇地震下，塔楼在两个方向的最大层间位移角之平均值为1/200和1/206，满足1/100的限值要求.
核心筒包括底部加强区总体处于弹性，仅与伸臂连接的局部墙肢出现轻微的塑性变形，混凝土未出现明显 不利的受压状态.
核心筒连梁部分出现明显的塑性较，但塑性程度总体不高.
巨柱、中柱和环带桁架均处 于弹性范围内，伸臂桁架出现一定程度的塑性变形.
外框梁总体处于弹性，仅第二道伸臂以上的部分外框 梁出现较轻的塑性较.
塔冠构件总体处于弹性，仅部分柱脚处出现较轻的塑性变形.
弹塑性时程分析结果 表明，罕遇地震下结构整体刚度未明显退化，仍具有稳定的承载力，各主要构件的性能均满足抗震性能目 标的要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 6设计关键问题及策略 6.1减小风荷载 大连绿地中心建筑高度较高，基本风压较大，结构刚度由风荷载控制.
在塔楼体型基本确定的前提下， 通过风洞试验研究，采取措施尽量减小塔楼的风荷载.
本项目从初步方案开始，即关注建筑物的空气动力学优化，结构工程师与建筑师、风工程顾问紧密合 作对建筑体型进行了多轮抗风优化，采取了包括沿高度不断变化的体型，角部切角处理和增加塔楼表面租 糙度措施，破坏涡脱落沿建筑物的相关性.
风洞试验结果显示，本项目空气动力学外形较好，在极端风 情况下，结构设计荷载主要由顺风向控制风荷载， 横风向效应不明显.
大连绿地中心塔冠高约105m，塔冠高度高， 且造型为下部主体建筑的延续，迎风面非常大， 塔冠风荷载引起的基底倾覆力矩占整体塔楼的 30%以上.
设计中，对塔冠造型进行调整，包括 在三个凹面开大洞，在三个垂直面设置透风孔.
对不同透风孔开孔率下塔冠的风荷载进行研究， 当塔冠开孔率由25%增加到50%时，塔冠风荷 载减小26%.
图6大连绿地中心风润试验模型 6.2支撑与伸臂效率分析 为研究伸臂桁架和支撑的作用，对四种不同的结构方案进行对比分析.
四种方案的结构体系及其在50 年Y向风荷载下的比较结果如下表3所示.
方案B的周期明显小于方案A，说明支撑显著提高结构刚度.
方案C的周期也明显小于方案B，说明伸臂桁架可有效提高结构整体刚度.
方案D的周期明显小于方案C， 说明伸臂桁架的刚度对提高结构整体刚度有显著的影响.
设置支撑和伸臂桁架后，整体结构水平变形明显 减小，伸臂桁架对减小结构层间位移角作用更为显著，伸臂桁架的刚度也对整体结构的水平变形有较大影 响.
表3支撑与伸臂效率分析 结构体系 周期（s） 塔冠结构顶部位移（mm）) 最大层间 案 TI 位移 与方案A比值 位移角/1) A 巨型框架核心筒 8.47 1311 1.00 338 B 巨型框架支撑核心筒 8.07 1253 0.96 354 巨型框架支撑核心简单层伸臂析架 7.38 1149 0.88 481 D 巨型框架支撑核心简双层伸臂析架 7.02 1120 0.85 514 支撑后，对底部4区，外框承担的水平剪力比例明显增加，对5区和6区，由于没有支撑，外框承担的水 平剪力几乎没有变化.
设置伸臂桁架后，外框承担的水平剪力略有减小，倾覆力矩明显增加，而且伸臂桁 架刚度越大，外框承担的水平剪力越低，倾覆力矩越大.
支撑对提高结构刚度、减小结构变形和提高外框承担地震剪力比例有明显帮助.
伸臂桁架对提高结构 刚度效果明显，由于带动外框一起抵抗倾覆力矩，外框承担的倾覆力矩也显著增加.
随着伸臂桁架刚度的 增大，结构整体刚度有明显增加.
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殷磊、孙逊等-超高层建筑结构基于轴力最小的伸臂布置研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 超高层 建筑结构基于轴力 最小的伸臂 布置研究 殷磊 ，孙逊 ，杨波 （1.东南大学土木工程学院：2、3.东南大学建筑设计研究院，南京210096） 提要：带伸臂的混合框架-核心简结构已成为我国超高层建筑的主要结构形式.
针对设置伸臂加强层后对结构造成不 利影响，本文采取“有限刚度”概念，通过理论计算，在最大程度的增加外框体系抗倾覆能力的情况下，以支撑轴力为优 化目标分析加强层的合理位置.
通过某具体工程实例优化分析结果表明：在建筑空间允许的情况下，宜增加每道加强层伸 臂架的数量，减少析架布置：在建筑避难层数较多的情况下，宜优先在0.3倍结构总高附近布置加强层，可在满足规 范限值要求下，最大程度减少支撑的轴力.
关键词：高层建筑结构，框架核心筒，混合结构，优化设计 随着我国经济的发展，城市化与建筑工业化的程度不断深入，超高层建筑在全国各地蜂拥而现，这 些超高层建筑绝大部分的建筑高度均在150-350米之间.
主要的建筑结构体系均为框架-核心筒结构，其 中200以上的超高层建筑更多的采用了混合结构形式，主要抗侧力结构由恰当高宽比的钢筋混凝土核心 筒承担，楼盖系统大多采用钢梁-组合楼板形式以减轻结构自重，外侧框架柱主要有钢管（钢箱）混凝土 柱、型钢混凝土柱（叠合钢管混凝土柱）：在混凝土核心筒尺寸明显偏小或高度较高时，辅以设置伸臂、 环桁架或在外侧框架设置斜撑，组合成更有效的抗倾覆机制.
混合结构是符合我国国情的超高层建筑的 结构体系，预计未来混合结构仍将得到较大的发展“.
对超高层建筑而言，结构造价比例可高达30%~35%.
由于超高层建筑的规模均较大，因此采用最 有效的结构体系，将最恰当的材料放在最有效的位置，针对结构的优化设计尤其重要.
随着高层建筑的 形式多样化复杂化，加强层被广泛的应用于工程实践中.
加强层是伸臂、环向构件、腰桁架和帽桁架等 加强构件的总称，通常将加强层和避难层、设备层设置在同一层.
加强层能增加结构的抗侧刚度，减小 核心筒的倾覆弯矩，增加外框柱在水平荷载作用下的轴力，提高了结构整体工作性能，减小外框柱的剪 切滞后效应，但其不会增加结构的抗剪能力，抗剪刚度主要由核心筒提供.
另一方面，文献指出在地 震作用下，加强层的设置将会引起结构刚度、内力突变，并容易形成薄弱层，结构的损坏机理难以呈现 “强柱弱梁”和“强剪弱弯”的延性屈服机制，因此在地震区采用带加强层的框架-核心筒结构宜慎重.
针对加强层的不利影响，文献提出“有限刚度加强层”的设计思路，对于超高层建筑中，避难层的数 量较多，有利于实现有限刚度加强层的设置.
相关文献-大都以顶点位移和核心筒倾覆弯矩为优化目标，分析加强层的最优布置方案，本文拟采 取在最大程度的增加外框柱轴力的情况下，以伸臂桁架轴力为优化目标分析加强层的合理位置.
伸臂析 架的轴力越小，所需支撑截面就越小，层间刚度的突变也就越小，同时也便于伸臂桁架的施工.
计算模型及理论分析 本文采取的是Taranath的计算模型，如图1所示，采用以下基本假定： 1 结构处于线弹性工作阶段： 2) 外围框架柱中仅产生轴向力，忽略其抗弯和抗剪强度： 3） 伸臂与外围铰接，与核心筒刚接且不考虑普通楼盖参与工作： 4）筒体、外框柱及伸臂的截面特性沿高度上是均匀的.
作者简介：股磊（1990-），男，硕士研究生
优化思路 对于有多道避难层（不小于5层）的结构，以支撑轴力为优化目标的方法可归纳为以下几点： 1）明确结构避难层的总数量，在避难层均设置伸臂钢桁架： 分析每道加强层的附加弯矩和其在总附加弯矩中所占的比例，可选择性删除比例较小的加强层： 3） 对删除后的模型再次进行分析，查看相关参数，继续步骤2的过程.
当加强层剩余4道时，可 取为待定最优方案.
在待定的最优方案中，分析每种方案的支撑轴力，取支撑轴力最小的布置方案，且需综合考虑 各种因素.
以上步骤中，每步调整后的模型必须满足规范对结构相关参数限值的要求.
图3给出满布6道、8道和10道避难层附加弯矩的分析结果（横坐标为附加弯矩所占比例，纵坐标 为楼层相对高度）： 1.0 1.0 1.0 08 0.8 0.8 06 0.6 0.6- 0.4- 0.4 02 0.2 00 0.000050.100.15020025 AM/2M R/ aM/DM a满布6道情况 b满布8道情况 c满布10道情况 图3附加弯矩所占比例 由图3可得以下结论 1）无论入取何值以及避难层的数量多少，满布伸臂加强层时，附加弯矩总存在极值的情况，并且 随着加强层数的增加，极值所在的楼层逐渐降低.
对于一般情况（避难层数在5-8层时）可近似 取0.3H的高度处楼层为极值点所在高度.
因此可认为结构0.3H处的附加弯矩最大，对总附加弯 矩贡献较大，因此宜优先在此高度处设置加强层.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2）当入1时，相对楼层在0.5以上的楼层所占百分比近似相同.
由3）分析可知，在结构层间位 移角和顶点位移满足规范限值的条件下，宜先去除高楼层处的支撑.
综上，在满足规范各项指标限值的前提下，对于避难层总数在5到8之间的超高层结构，宜在0.3H 上下楼层处且宜在低楼层处设置加强层.
若各项指标均满足规范要求，则无需再布置加强层，否则，可 在其余楼层处设置加强层，使结构指标刚好满足规范要求，再分析各种情况下支撑轴力的影响，取轴力 较小的布置方案.
实例工程概况 某超高层建筑，地下3层，地上71层，地面以上主体结构高度328m.
结构平面呈正方形，平面尺 寸为46.9m×46.9m，主体结构采用钢管混凝土柱、钢梁框架-钢筋混凝土核心筒结构体系.
核心筒平面尺 寸为24.6m×25.1m，核心筒的高宽比为13.3：核心筒外侧墙体厚度为1.20m~0.40m，外框钢管混凝土柱 直径由下而上内收为1.6m~0.8m，结构标准层平面如图4所示.
分别在10、20、30、40、50、60共设置 了六道避难层.
工程所在地抗震设防烈度7度，设计基本地震加速度为0.10g，小震取安评加速度值 4lgal，设防分组为第一组，Ⅲ类场地土：设计基本风压值为0.40kPa，地面粗糙度为C类，弹性分析结构 阻尼比取0.04.
混凝土强度等级为C60~C40，钢材等级为Q345B.
9650 900023506650620028009050 9650 0906 2100 210D 0069 009 55 DOS 11650 0996 9650 2500650035066506200800 9050 图4结构平面示意图 4结构性能分析 为方便优化方案的对比和明确结构的受力和变形的性能，先按不设伸臂的模型进行试算，不设伸臂 加强时命名为方案1，采用YJK建模分析，具体参数如下表：
说明结构 核心筒纵横向剪力墙布置恰当，但结构平动的抗侧刚度较小，远离扭转振型.
结构最大层间位移角为 1/488（60层），大于规范限值1/500，也验证了这一点.
结构底层剪重比为1.29%，小于规范限值1.38%， 说明结构在受地震波激励下受速度和位移的影响较大，受地震加速度的影响较小，结构偏柔.
结构刚重 比（EJ/（H'ZG））在x、y向分别为1.27和1.28，不仅需要考虑结构的重力二阶效应，而且也不满足 规范的最小限值1.4，说明结构整体稳定性差.
以上节分析思路，第2种方案取设置6道伸臂桁架进行加强，由于环桁架主要起协调外框轴力的作 用，可以通过每道伸臂加强层中伸臂桁架的福数予与模拟，在非巨型框架结构中，环桁架提高体系刚度 的作用有限，因此本文采用多福伸臂桁架一并模拟环桁架的作用.
方案2的对比结果如下： 表2方案2相关结果及对比 周期 层间位移角 剪重比 刚重比 TI T2 T3 X向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 6.85 6.65 3.87 1/681（64层) 1/691(60层） 1.45 1.40% 2.05 1.96 19.3% 20.2% 1.3% 32% 31% 6% 6% 61% 53% 结构第一、第二周期分别减少了19%和20%，而第三周期仅减少了1.3%，说明设置伸臂仅可增加结 构的侧向刚度，对结构抗扭能力影响较小.
层间位移角和刚重比有较大改善，设置伸臂加强对抗侧刚度 的影响较大，但对剪重比的提高有限，可见设置神臂加强层对抗侧刚度是有限的提高.
如结构总体刚度 偏柔，则仍须调整结构布置，增加结构的刚度而不是仅仅设置加强层.
结构调整方案应在确保剪重比满 足规范要求的前提下最大程度减少支撑的轴力.
根据理论分析和试算分析的结果采取以下几种方案： 方案3：5道伸臂，分别在10、20、30、40、50层设置： 方案4：4道伸臂，分别在10、20、30、50设置： 方案5：4道伸臂，分别在10、20、40、50设置： 方案6：4道伸臂，分别在10、30、40、50设置： 方案7：4道伸臂，分别在20、30、40、50设置： 分析以上5种方案的结果，通过试算表明方案3的结果与方案2的结果接近，可不做进一步的考虑， 下表给出方案4、5、6和7的相关结果对比（均为地震工况下的情况）.
表3方案4-7相关结果对比 层间位移角 剪重比 倾覆弯矩 柱轴力附加弯矩 方案 x向 Y向 x向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 4 1/595 (62) 1/599(60) 1.43% 1.38% 6880675 6657742 24.05% 24.42% 5 1/608(62) 1/611(60) 1.43% 1.37% 6879981 6657745 23.36% 23.36% 6 1/613 (62) 1/615（60) 1.42% 1.37% 6845731 6657925 23.48% 23.36% 7 1/615 (62) 1/625 (60) 1.43% 1.38% 6926923 6664244 23.01% 23.13% 由表3可得可得：
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梁沙河、郑杰等-新疆某医学院的减震加固设计 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 新疆某医学院的减震 加固 设计 梁沙河 ，郑杰 ”，张志强”，李爱群” （1.东南大学建筑设计院研究院有限公司，江苏南京210096） （2.东南大学建筑工程抗震与减振研究中心，江苏南京210096） 摘要：新疆某医学院，为12层钢筋混凝土框架剪力墙结构既有建筑，采用消能减震技术进行加固改造，建立模型进行了弹 塑性动力时程分析.
结果表明：采用黏滞流体阻尼器使得该结构的首层剪力明显减小，各层层间位移均有所减小，抗震性能 得到了提升，可满足现有抗震规范的要求.
关键词：黏滞流体阻尼器：框架剪力墙结构：时程分析：减震：加固 中文分类号：TU375 Seismic retrofit of a frame-shear wall structure usingfluidviscous damper in Xinjiang Liang Shahe' Zheng Jie² Zhang zhiqiang* Li Aiqun (1.Architecture Design & Research CO. LTD of Southeast Universty Nan Jing 210096 China) (2.Research center of earthquake esistance and rduction Southeast University Nan ing 210096 Chn) Abstract: A existing building of a medical college in Xin Jiang which have twelve layers reinforced concrete p sn p o sn pu s q x ue se u s s m es The dynamic time history analysis is conducted. The results show that the first layer shear force decreases. The layer displacement is decrease. Therefore the seismic performance is improved using viscous fluid dampers. It can meet the requirements of the current seismic code. Keywords: fluid viscous damper; frame-shear wall sructure; time-history analysis; vibration energy dissipation; reinforcement 黏滞流体阻尼器属于速度相关型的阻尼器"，能够提供较大的阻尼.
在小震下也能耗能，此外，一般 认为黏滞流体阻尼器不提供附加的刚度，不会改变原结构的自振周期致使地震作用增加.
因此，黏滞流 体阻尼器是一种有效的减震加固技术，用于既有建筑的加固改造中占有优势.
5.12汶川地震发生后，我国建筑相关规范和标准都做了修订，对既有结构按新规范要求采用适当的 抗震性能评估方法，进行全面检测和抗震鉴定，不符合抗震要求的，则需进行合理的抗震加固处理，从 而提高现有建筑的使用寿命和安全性能.
新疆某医学院既有建筑，为12层钢筋混凝土框架剪力墙结构，需要按照新规范的要求进行抗震加固设 计改造：对于该结构的减震加固设计，本文采用了黏滞流体阻尼器减震加固技术，具有施工破损面小、工 厂化制作、现场安装、节省工期、降低费用等优点，同时能有效提高加固结构的抗震性能，从而为加固改 造开辟更为有效的新途径S 作者黄介：张沙河（1974年-），男，博士，高级工程布
本分析模型不含地下室，从嵌固层开始建模.
结构布置 如图1所示.
4-11层放置 XI 阻尼支撑B及阻尼器B 4-11层放置 阻尼支撑A及阻尼器A 图1标准层结构平面布置图 梁、板柱、墙均采用C30混凝土，埋件和阻尼器附加构件采用Q345B钢材.
抗震设防类别乙类，抗 震设防烈度8度，基本地震加速度0.2g，设计地震分组第二组，场地类别ⅡI类.
本工程沿结构的两个主轴方向分别设置粘滞流体阻尼器，其数量、型号、位置通过多轮时程分析进行 优化调整后确定.
依据《建筑抗震设计规范》（GB50011一2010）以及提供的建筑设计图、结构布置图以及 相关设计分析模型与结果，决定在4～11层之间适当位置沿结构的两个主轴方向分别设置粘滞阻尼器，从 而显著降低结构的地震反应.
粘滞阻尼器的参数取值见表1.1.
表1.1粘滞阻尼器参数 阻尼器类型 阻尼指数α 阻尼系数C(kN.m/s) 最大行程 最大阻尼力（KN) 1 0.3 1000 ± 45mm 600 2 0.3 1200 ±45mm 600 2消能减震模型的建立 非线性黏滞流体阻尼器的阻尼力公式为： F =Cv (1) 式中，C为阻尼系数，V为活塞运动速度，α为速度指数.
本结构中采用A、B两种黏滞流体阻尼器，阻 尼系数分别为1.0x106N-s/m、1.2x106N-s/m，指数均为0.3.
最大阻尼力均为600kN，阻尼器具体放置位 置如图1所示.
作者美介：梁沙河（1974年一），男，博士，高级工程师
选取的地震波如下：天然波为TH1TG045和TH2TG045， 人工波为RH1TG045 地震波如图3~图5所示： 方向：303T 1记录时长：40.00 个退度 方向：EAST 记录时长：40.00 记录时长：20.00 时间(B) R (B) 时间始) 图3天然波1（THITG045） 图4天然波2（TH2TG045) 图5人工波（RH1TG045) 弹塑性动力时程分析计算的时间步长取为0.02s，计算时间对两条天然波取为20s，对人工波取为15s，满 足规范要求.
根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）表5.1.2-2，确定地震波的峰值加速度.
主方向、次方向 最大加速度取为1：0.85.
地震波峰值加速度取主方向400cm/s²、次方向340cm/s² 3分析结果抗震加固节点设计 3.1剪力时程图 作者美合：张沙河（1974年一），男，博士，高级工程师
3.2最大层间位移角 14 16 减震前 16 14 减震前 12 一减震后 12 10 8 减囊后 6 9蒸 4 2 0 0 0.0002 0.0004 0.0006 0 0.00020.00040.00060.0008 层间位移角 层间位移角 图12x向人工波作用下层间位移角 图13x向天然波1作用下层间位移角 人工波作用下，结构在进行减震前后层间位移角如图12所示，层间位移角在各楼层的减震率最小约 作者美介：梁沙河（1974年一），男，博士，高级工程师
天然波1作用下，结构在进行减震前后层间位移角如图13所示，层间位移角在各楼层的减震率最小 约为2.7%，最大可达13.28%.
16 14 16 一减震前 14 12 减震前 12 减震后 减震后 8 聚6 8 6 2 4 0 2 00.0001 0.0002 0.0003 0.0004 0.0005 0 层间位移角 0.0002 0.00040.00060.0008 层间位移角 图14x向天然波2作用下层间位移角 图15y向人工波作用下层间位移角 天然波2作用下，结构在进行减震前后层间位移角如图14所示，层间位移角在各楼层的减震率最小 约为8.08%，最大可达12.49%.
人工波1作用下，结构在进行减震前后层间位移角如图15所示，层间位移角在各楼层的减震率最小 约为6.24%，最大可达14.09%.
16 14 16 14 12 12 减震前 10 减震后 A 8 减震后 极6 4 4 2 2 0 0 0.0002 0.0004 0.0006 0.0008 0.001 0 0.00020.0004 0.0006 0.0008 层间位移角 层间位移角 图16y向天然波1作用下层间位移角 图17y向天然波2作用下层间位移角 天然波1作用下，结构在进行减震前后层间位移角如图16所示，层间位移角在各楼层的减震率最小 约为7.5%，最大可达29.45%.
天然波2作用下，结构在进行减震前后层间位移角如图17所示，层间位移角在各楼层的减震率最小 约为5.66%，最大可达15.85% 3.3等效阻尼比 X、Y向等效阻尼比计算结果分别为2.32%，3.65%，综合考虑取X向附加阻尼比为2.3%，Y向附加 阻尼比为3.5%，计算采用的总阻尼比可取为8%.
3.4抗震加固节点设计 阻尼支撑A、B详图及节点受力示意图如图18-图21所示.
滑道板仅限制阻尼器沿墙平面外的移动， 不对阻尼器沿墙平面内移动作贡献.
作者美介：梁沙河（1974年一），男，博士，高级工程师
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梁兴文、吴继伟等-新一代抗震性能评估新法.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 新一代建筑抗震 性能评估方法 梁兴文 吴继伟 朱汉波 （1西安建筑科技大学土木工程学院陕西西安：710055：2台州职业技术学院） 摘要：介绍了FEMAP58提出的新一代建筑抗震性能评估方法.
此法能用于新建筑和既有建筑的抗震性能评估，能够评 估未来地震下单个建筑的反应结果：评估结果用包括人员伤亡、修复和重建造价、能源消耗和碳排放量以及居住中断时 间等的概率分布表达，便于设计人员与业主、投资人或房屋用户等进行沟通：设计人员通过计算性能指标，可以比较不 同结构体系潜在年平均地震风险或不同抗震加固方法的效果：业主可根据性能指标作各种决策，如结构体系的选择及房 屋成本控制等.
本法可对某一特定地震动强度、或某一震级、震中距地震以及某一时间段内可能发生的全部地震情况下 的建筑抗震性能进行评估.
关键词：地震动强度：抗震性能评估：性能指标：修复造价：人员伤亡 0引言 目前的结构抗震性能设计与评估方法用离散方法表达结构的性能水准，如“正常使用”“生命安全” 和“防止倒塌”等：一般以结构的反应加速度、位移、构件内力等业主及一般人较不熟悉的参数为性能 指标，造成工程师与业主及房屋使用者沟通困难.
另外，由于地震强度、材料性能、结构反应和破坏情 况等，均具有不确定性，所以用概率方法处理各种参数的变异性更有实用意义.
鉴于此，FEMAP-58-21 用关键地震性能指标的概率表达地震性能，称为性能函数，如图1所示，关键地震指标包括人员伤亡 （casualties）、修复造价、修复时间和环境因素（CO排放量、能源消耗和垃圾填埋等）等.
地震损失 概率按下式确定[3]： 地震损失概率=IJ{PM/DS}{DS/EDP}{EDP/1}d (1) 式中：PM表示性能指标（performancemeasure），如对应于某一损伤状态（DS）的修复造价等：EDP 表示工程需求参数（engineeringdemand parameter），如对于某一地震动强度（I），构件塑性转角需求的 反应量等.
0.8 06 0.4 0.2 实际数信 图1典型的性能函数 基金项日：国家自然科学基金资助项日（51278402，51078305)）：长江学者和创新团队发展计划资助（PCSIRT）.
作者简介：梁兴文，男，1952.3出生，教授.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 1评估方法 FEMAP-58法可用三种方法进行建筑抗震性能评估.
（1）基于地震强度的评估（Intensity-based assessments），即基于特定地面运动强度（如阻尼比为5% 的弹性加速度反应谱）确定性能函数，评估房屋在某一选定的地震强度下，其抗震性能指标（人员伤亡、 修复或重建费用、居住中断时间等）的概率分布.
此法主要解决两个间题：1）如果某一房屋遗遇相当于其设计地震强度的地震（基本烈度地震），所 遇相当于其罕遇烈度地震强度的地震，平均而言，需要多长时间能够修复.
图2表示对某一房屋进行4种不同强度地震的性能评估结果，地震强度等级由11至14（相应于小 震、中小地震、中震和大震）依次递增.
每条曲线表示某一强度地震下，修复费用超过某一特定金额之 概率.
9′0 一联坏等级： 0.4 一平等证？
一坏等能3 环等4 34567 总修复成本（百万美元） 图24种强度地震等级房屋修复费用超概率曲线 （2）基于建筑场地情境的评估（Scenario-based assessments），即基于建筑场地的震级和震中距的 特定地震情境确定性能函数，评估房屋在某一地震情境事件发生后，其抗震性能指标（人员伤亡、修复 或重建费用、居住中断时间等）的概率分布.
地震情境事件包括两个重要参数：地震震级和场地距断层之距离.然后根据地震震级和震中距确定 地震动强度参数.
一般用适用于该场地的地震衰减率模型推算具有5%阻尼比弹性加速度反应谱，包括 反应谱平均值和变异系数.
这种评估方法应考虑反应谱值的变异性对结构反应和抗震性能指标的影响.
这种评估拟解决两个间题：1）如果距离某一房屋xkm处发生M级地震，该房屋所需的平均修复 费用为多少？
修复费用超过某一值（如100万元）的概率为多少？
2）若某断层发生M级地震，位于某 地的某一建筑受损，死亡人数超过y人的概率为多少？
评估结果与图2相同.每一地震情景的抗震性能评估会产生一条概率曲线，表示某一房屋在该地震 情景下，性能指标超过某特定数之概率.
（3）基于地震危险性的评估（Time-based assessments），即考虑建筑使用期间可能发生的地震 情况和每种情况下的年超越概率确定性能函数，评估房屋抗震性能指标的年超越概率：也可推算在某一 时间段内，抗震性能指标超越某个数值的概率.
地震灾害曲线(seismic hazard curve)是概率地震危险性分析(probabilistic seismic hazard analysis）的结 果，表示某一场地地震强度（可以是最大地表加速度或某周期的加速度反应谱值）的年超越概率，如图3 所示.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 评估结果如图4所示.
横坐标为房屋性能指标（此处为修复费用），纵坐标为年超越概率.
由图4 可见，本例修复费用超过100万元之年超越類率约为0.5%.
图4曲线所围的面积即为潜在的地震灾害 所导致之年平均修复费用，约为34.000元.
此值可作为保险公司制订保险费的依据.
200 0.06 0.04 年0.02 0.1 0.20.3 0%0.50.60.70.80.9 地霸强度 图3地震危险性曲线与地震强度参数 0.06 0.04 0.02 0.5 1.5 总修复费用 2 2.5 3 3.5 图4总修复费用年超越概率曲线 修复费用为多少？
修复费用超过某一数值的年超越概率为多少？
2）某一办公大楼，在未来30年内，因 地震而需停工超过一个月的概率为多少？
2评估过程 该法的评估过程如下： （1）建立建筑物的性能模型： （2）确定建筑物的地震风险水平（地震动强度）： （3）模拟建筑物的地震反应： （4）建立建筑物的倒塌易损性函数： （5）计算性能函数（包括人员伤亡、修复或重建费用、居住中断时间等的概率分布）.
2.1建筑物的性能模型 建筑物的性能模型是结构和非结构构件以及体系对地震损伤引起的易损性的一种分类.
构件分
每个易损性组依据NIST统一格式分类，内容包括：构件描述：可能的 损伤状态描述：损伤参数识别：每个损伤状态对应的反应参数的均值和离差：各损伤状态之间的逻辑关 系：描述损失分布的结果函数.
对于损伤状态，FEMAP-58法选用离散状态表示，它是与修复方法、 生命损失、或震后居住状况相关的唯一结果.
例如，对于混凝土墙，第一个损伤状态是包括用环氧 注入的裂缝大小和严重程度：第二个损伤状态是除环氧注入裂缝以外，需要重新浇筑混凝土的裂缝和混 凝土剥落部分：第三个损伤状态是与需要置换墙相关的钢筋屈服和压曲.
性能组包括符合特定易损性组、且遭受相同地震需求的建筑构件，地震需求可以是楼面峰值加速度 或层间侧移.
例如，一个三层建筑的外挂墙可能有六个不同的性能组，每组包括特定层和特定方向，建 筑物侧移在每个方向可能不同， 结果函数（Consequence functions）是考虑造价和效益不定性的统计分布，可根据修复量和难易程 度调整.
FEMAP-58报告提供了700多个易损组的全部数据，包括结构和非结构构件的变化.
易损组库包 括混凝土、砌体、钢和木结构体系，建筑物外围护构件和玻璃幕墙，电梯，机械、电器和管道体系.
提 供的不同易损性规定考虑了不同的抗震构造情况，这些易损性组应用峰值楼面加速度或峰值层间侧移作 为需求参数确定损伤状态.
未采取固定措施构件的滑移和倾覆用峰值速度作为预测需求.
建筑物人口模型（Building population models）用于确定人员伤亡，是每1000f²楼层空间中每一天 的不同时段以及每周的不同天的人员数目.
FEMAP-58报告提供了8类不同建筑物的人口模型，包括 教育、医疗保健、招待、办公、研究、住宅、零售和仓库建筑.
2.2建筑物的地震反应模拟 FEMAP-58方法允许采用两种方法计算结构的地震反应.
优先采用非线性动力分析方法，用目标 地震动强度表示的多组地面运动进行分析.
根据多组分析结果，提取关键反应参数的均值和变异系数， 以及相关矩阵和变异性.
对于具有中等非弹性需求的低、中层结构，可采用简化分析方法，即采用弹性等效侧向力方法.
残余侧移（Residualdrift）是确定损失的一个重要参数.
FEMAP-58方法推荐将残余侧移作为峰值 瞬时侧移的一部分，如用峰值瞬时侧移与屈服侧移之比来度量，宜考虑非弹性反应量.
2.3地震风险水准 表征灾害地震的方式取决于评估类型和选用的结构分析方法.
对于基于地震烈度的评估，必须选用与能够表示相应烈度的弹性加速度反应谱.
如果采用简化方法 进行结构分析，则需要确定与结构两主轴方向的每一方向结构基本自振周期相应的谱反应加速度，并作 为结构分析的输入.
如果采用非线性时程分析方法进行结构分析，则需要一组峰值加速度经过调整的地 面运动记录.
如果选择的地面运动记录与目标谱在形状上一致，则需采用7条地面运动记录进行分析： 否则，需至少11条地面运动记录进行分析.
对于基于场景的评估，必须采用地面运动预测模型确定与震级-震中距相应的平均加速度反应谱.
如果采用简化方法进行结构分析，需要从与结构基本周期相应的均值谱中提取谱加速度.
如果采用非线 性时程分析方法进行结构分析，则需要一组峰值加速度经过调整的地面运动记录.
与地面运动预测方程 相关的离差应合并到反应统计中，以考虑给定场景地面运动的不确定性.
对于基于时间的评估方法，必须确定建筑有效基本周期处建筑场地谱反应加速度地震灾害曲线（图 3），有效基本周期取建筑两主轴方向的每一方向基本周期的平均值.
然后，将地震灾害曲线分为8段， 范围从几乎不产生损伤的谱加速度到与显著影响累积损伤相应的谱加速度，影响频率可取年频率为 0.0002.
对每个地震灾害曲线段，取其中心处对应的谱加速度，采用基于地震烈度的评估方法进行评估.
根据8段分别基于烈度的评估结果，采用数值积分方法进行基于时间的评估，并考虑灾害发生的年频率
2.4倒场易损性函数 倒塌易损性函数表示建筑物遗遇局部或整体倒塌的概率，它是与建筑物基本周期相应的谱反应加 速度的函数，如图5所示.
倒塌易损性函数取用均值和离差表示的对数分布形式.
1 80 90 0.4 0.2 0 S0 基本握型的反应谱加速度（单位：g） 1.5 2.5 图5对于假定建筑结构的经典倒竭易损性曲线 可采用增量动力分析方法确定倒場易损性，但此法费时.
另一个方法是，对若干个地震水准，根 据有限数量分析获得的倒塌数，推断倒塌易损性.
也可将倒场易损性与Pushover曲线进行结合，或采 用工程判断确定倒塌易损性.
对于给定的倒塌情况，必须识别唯一的倒塌模型和每个倒塌模型发生的概率.
每个倒塌模型用上部 楼层倒塌所掉落的残散占本楼层面积的百分率表示.
2.5性能计算 用MomteCarlo法确定损失的可能分布.
应用由结构分析得到的反应均值和离差来考虑模型离差和 场景反应的不确定性，将需求组装到均值矩阵和相关性矩阵，以产生数以万计的模拟反应状态.
每个反 可能结果.
对于每个评估结果，计算损失的过程如图6所示.
每个实现从评估是否发生倒場开始.
用检查随机整数从0到100的损伤易损性函数进行.
如果对于与实 现条件相应的地震烈度，从倒塌易损性得到的倒場概率大于或等于随机整数，则假定发生倒塌.
如果发 生倒塌，再次应用随机整数和每个倒塌模型发生的概率确定倒塌模型.
再次，应用随机整数确定倒塌发 户提供的倒塌建筑面积内人员死亡和严重伤害的概率一起，可得到人员伤亡数目.
修复造价和修复时间 取建筑重建值，而与确定的模型无关.
如果预测建筑物不倒塌，则必须确定建筑物内每个易损性构件的损伤状态.
这根据性能组来确定.
建立建筑性能损伤模型时，必须识别损伤与性能组构件的相关性.
如果相关，性能组中的构件具有 相同的损伤程度.
对于相关的性能组，该法采用随机数和性能组易损性函数确定已经发生的损伤状态.
对于不相关的性能组，确定每个构件的损伤状态.
重复上述步骤，直至建筑物中的每个易损性构件的损 伤状态被确定.
然后，应用结果函数和产生的附加随机数，确定与这个损伤状态相应的结果，包括修复 造价、修复时间、人员伤亡等.
最后，需确定建筑物不能修复的残余侧移（residualdrift）.
推荐的残余侧移易损性（residualdrift
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林树枝、周峰等-端承桩复合桩基在岩溶地区的工程实践.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 端承桩 复合桩基 在岩溶 地区的工程实践 林树枝，周峰 ²，屈伟2 （1.厦门市建设与管理局，福建厦门361003；2.南京工业大学交通学院江苏南京210009) 摘要：岩溶地区高层建筑基础若采用常规柱基，需进行一桩一探的施工勘探，不仅造价高工期长，而且成桩质 量难以保证.
本文介绍某工程天然地基虽具有较高的承载力，但仍无法满足高层建筑基础沉降量与软弱下卧层承 载力的要求.
本文提出端承桩复合桩基的方法，通过在桩项设置变形调节装置，协调桩、土变形差，实现端承型 桩的桩土共同作用，使天然地基承担大部分的上部结构荷载，不足部分由引入的少量桩基来承担.
本文详细介绍 了端承桩复合桩基的设计方法，并通过PLAXIS三维有限元程序对3组采用不同刚度值变形调节装置的复合桩基 进行对比分析，结果显示刚度过大或过小都对复合桩基的工作性能产生不利影响.
若刚度按实际计算值控制，端 承桩复合桩基各项测试指标与设计值较为吻合，均可满足规范要求，监测结果显示建筑物沉降值控制达到预期效 果.
本工程采用端承桩复合桩基可取得显著的经济效益，其设计理念与方法可供同类工程借鉴和参考.
关键词：岩溶地区：变形调节装置：数值分析：复合基：桩土共同作用 1工程概况 福建某项目场地为龙岩盆地的冲洪积阶地地貌，场地总体平坦，场地标高介于341.77-343.77m之间.
场地内覆盖层主要为第四系耕植土、冲洪积层，基岩主要为灰岩风化层.
该项目中5#楼占地面积780m²， 25层，高73m，建筑物平面如图1所示.
场地内主要受力影响范围内土层情况自上而下为： 1.卵石②：厚4.50-13.50m，中风化硬质岩，工程力学性能较好，承载力较高，可作为天然地基持力层： 2.粉质黏土③厚2.50-25.20m，灰黄色，可塑，中等压缩性，工程力学性能一般：3.破碎灰岩：厚0.27-16.70 m，灰色、灰黑色，矿物成分以碳酸钙为主，工程力学性能较好，承载力较高，但溶蚀发育，岩石破碎， 分布较广，对地基的稳定性有一定的影响：4.中风化灰岩：未揭穿，灰白色，岩体较完整，工程力学性 能好，承载力高，为良好的桩基础持力层.
场地典型地质剖面与各土层物理力学参数分别如图2和表1所示.
③0① 3188 1982x0 L- L C D 建润物外轮继线 D c A) 7.0 fmt Tieo @③ ①10 图1建筑物平面图 基金项目：国家白然科学青年基金（51008159）：国家白然科基金面上项目（51278244） 作者摘合：林树栈（1963一），男，博士，教授级高工，博士生导师，长期从事高层建筑结构设计、结构抗震、结构优化设计以及地基基础方面的理 论研究与工程实践.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 ② 2 粉成粘土 ③ 50811 破殊厌岩 6) 中风化发治 2095 17.09 图2地质剖面图 表1地层主要物理力学指标 土层名称 E E fa (kN/m’) (MPa) (MPs) (kPa) () (kPa) 卵石 21.0 25:0 5.0 35.0 260 粉版嘉土 18.1 5.4 80 26.7 17.6 170 破碎灰岩 21.5 55 45 40 600 中风化灰岩 23.0 100 60 45 1 000 本工程灰岩地层由于地下水潜蚀和地质构造作用， 形成岩溶，溶洞，埋藏总体较深，充填物以可塑状 含角砾粉质黏土及粉质黏土为主，不易被冲蚀，勘察报告建议当采用天然地基及复合地基时可不考虑溶洞 本身对场地稳定性及地基稳定性的影响1-.
2基础方案的选择与确定 2.1基础结构设计参数 建筑物外轮廊长36m，宽18m，基础埋深8m，地下水位埋深4.2m，筏板厚1400mm.
计算到基础表 面的荷载效应标准组合值192000kN，投影面积529m2，对应土压力为363kPa.
2.2基础方案分析 本工程所处场地地质条件复杂，尤其是中等压缩性的粉质黏土和含有溶洞的破碎灰岩的存在，给基础 设计造成很大困难.
由于建筑物上部结构为25层框剪结构，根据最初的勘察报告，设计单位建议直接采用 常规桩基础的方案，上部结构荷载全部由桩来承担.
经过分析本工程若采用常规桩基础存在如下问题：①按规范要求，岩溶发育地区高层建筑若采用桩基 础，需按一桩一探的原则进行勘探3，造价高工期长：②由于破碎灰岩层溶洞发育，成桩质量难以保证， 桩基础的稳定性将受到一定影响45.
建设单位希望该基础方案能得到进一步优化，以节省工期、造价并确 保基础的施工质量.
2.3基础方案优化的可能性 笔者在仔细研读勘察报告后认为，场地上部的卵石层在不被扰动的情况下，应有较高的承载力，而 对卵石层进行现场平板载荷试验，以确定浅部卵石层的实际承载力及变形模量.
试验最终得到的卵石层受 力曲线如图3所示，可以得出卵石层承载力特征值为400kPa，比勘察报告建议的260kPa提高近55%，变形 模量为47MPa，比勘察报告建议的25MPa提高近90%.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 荷载PkN 150 300 450 600 750 JEL 12 PLT试验值 161 图3平板载荷试验荷载-沉降曲线 根据现场载荷板试验结果，初步判定卵石层在未被扰动的情况下，其承载力可以承担上部结构的荷载， 因此可以考虑采用天然地基的可能性口.
但由于下部粉质黏土层的力学指标均低于卵石层，验算可得经深 度修正后的粉质黏土承载力特征值为240kPa，显然软弱下卧层承载力不满足要求，基础沉降达到147mm， 超出规范和正常使用的范围.
由于卵石层具有很高的利用潜力，在保证整体沉降满足要求的前提下得到充分利用，可取得显著经济 效益.
经过反复论证，综合考虑工期、造价、施工质量等方面，笔者建议该工程采用考虑桩土共同作用的 桩筏基础方案.
2.4端承桩复合桩基方案 本工程基底卵石层承载力达到400kPa，即使按照软弱层承载力240kPa考虑，亦能承担绝大部分的上 部荷载，不足部分由筏板下引入的少量桩来承担，不仅可以减少桩基数量，还可减小建筑物的差异沉降， 降低筏板中的弯矩，使筏板厚度和配筋进一步减小.
本工程场地破碎灰岩层中溶洞发育，为避免其对地基 稳定性的影响，基桩直接支承于中风化灰岩上，形成嵌岩端承桩.
正常情况下，嵌岩端承桩在工作荷载作 用下的竖向变形远小于地基土的变形，从而导致桩、土的变形差过大而无法共同承担上部结构荷载，文 献[10.11]提出在桩顶设置可人为控制的变形调节装置，通过该装置来调整、优化桩与桩以及桩与土之间的 变形差，保证不同变形特性的桩土共同承担上部结构荷载，具体思路如图4所示.
0 BW 变形调 节装置 桩 ± 海承柱- 低压缩或不可压缩地层 图4端承桩复合桩基示意图 3复合桩基设计过程 3.1地基承载力的确定 鉴于本工程场地下部粉质黏土层承载力明显低于上部的卵石层承载力，因此地基承载力的确定按软弱 下卧层承载力控制，取240kPa.
3.2桩基承载力的确定
桩端进入持力层中风化灰岩1m，单桩承载力按 ZK10控制计算，有效桩长取18.5m.
桩侧总极限侧阻力标准值Q计算如表2所示.
总极限端阻力标准值 Qk=gXA=3.14×0.45²×6500=3978kN.
故单桩极限承载力标准值8428kN，因此特征值R为4214kN，设计最终取单桩承载力特征值为4200kN.
表2桩侧极限侧阻力标准值 土层 厚度 (m) q RP) u(qμ×l) (kN) 4 100 粉质粘土 65 50 破碎灰岩 7 100 4450 中风化东岩 1 150 3.3桩基数量的计算与确定 在充分考虑桩土共同作用，发挥地基土承载力的基础上，桩基数量可按式(1）计算确定： Q-fA n2 R. (1) 式中：Q为上部结构竖向荷载设计值、基础自重设计值和基础上土重标准值：A为筏板扣除桩基截面 积的净面积：f为经修正后地基土承载力特征值：R为单桩竖向承载力特征值.
荷载效应标准组合下，上部结构作用于基础顶的竖向力为205830kN，基础自重20074kN：筏板扣除 桩基截面积的有效面积A为556.5m²，单桩承载力特征值4200kN，地基承载力特征值240kPa，则桩基础 承担的上部荷载F=Q-fA=205 83020074-240x556.5=92344kN，因此桩基数量n≥F/R=78514/4200=22 根即可满足要求.
3.4桩基础平面布置 按照墙下与柱下布桩原则，实际桩数确定为26根.
考虑到筏板中部所受荷载相比于其他部位明显偏大， 为了减小筏板中部内力和基础的不均匀沉降，中心桩（2#桩）桩径扩大为1200mm，承载力提高至7500kN.
最终桩位平面图如图5所示.
13 15 62 13 K- E 213 #f 900 E B 118 18 ③① 图5桩位布置图 按最终确定桩数计算桩基共承担荷载值F=4200x257500=112500kN，占上部结构总荷载49.8%，剩余 50.2%的荷载由地基土承担.
3.5基础沉降计算 文献[12]指出，当桩基为端承桩时，复合桩基的沉降量s实际即为发生在变形调节器工作时桩长范围内 地基土的压缩量.
由于桩承担了部分荷载，基底的实际附加压力约为180kPa.
根据不同钻孔所给的土层信 息计算所得基础沉降如表3所示，可以看出本工程桩筏基础的整体沉降量s大约在2-4cm.
表3基础沉降计算 孔号 ZK9 ZK10 ZK11 ZK14 ZK15 ZK16 ZK17 s(mm) 32 31 23 57 16 48 32
根据最终确定的桩数及桩位布置图，本工程中=0.502，=0.498，A=20.78m²，地基土的基床系数 k根据静载试验取6000kN/m”，则由式（2）计算可得设置变形调节装置的基桩复合支承刚度k约为120000 预留总调节量取为地基沉降量的2倍，即2s=6cm.
4数值模拟与分析 4.1参数选取及模型建立 本工程采用Plaxis3DFoundation对复合桩基进行三维分析，模型中采用的弹性模量根据龙岩当地经验 取为2-5倍勘察报告提供的压缩模量3.
上部结构荷载均按照实际情况以均布荷载与集中荷载输入.
4.2计算结果分析 为便于对采用不同刚度变形调节装置的复合桩基进行对比分析，在建模过程中共采用3组不同刚度值 k，分别为0.2倍计算值、1倍计算值、5倍计算值.
在上部结构荷载作用下，计算结果见图6-图9.
从图6可以看出，k取1倍计算值的复合桩基其最大沉降为48mm左右，集中在基础中部，最小沉降为 24mm，位于基础边缘，平均沉降为36mm，与最终沉降估算值3-5cm较为吻合.
从图7可以看出，若k取1倍计算值，筏板与土体接触应力在筏板中部约为215kPa左右，沿筏板边缘区 域接触应力在190kPa左右，平均应力约为200kPa，满足软弱下卧层的承载力要求.
图8为沿筏板长边方向桩顶反力曲线，可以看出若k正常取值，筏板边缘1#桩轴力在3500kN左右，并 向筏板中部方向逐步增加至大4300kN，这与筏板沉降中间稍大边缘较小的趋势甚为匹配.
1#桩轴力平均 值为4000kN左右，筏板中心2#桩的桩身轴力6900kN，基桩承载力得到充分发挥.
510152025 筏板宽度m 0 303540 D 10- 为1倍计算值 20 k为5倍计算值 u/20 30 40 S0 60- OL 80L 图6筏板沉降图
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杨毅、邱仓虎等-安徽广播电视新中心西区综合楼结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 安徽广播电视 新中心西区综合楼 结构设计 杨毅，邱仓虎 “，刘建平”，刘少华” （1.深圳市天华建筑设计有限公司，深圳，518057，2.中国建筑科学研究院，北京.
100013） [摘要]综合楼由于建筑功能要求，多处采用大空间，结构设计中采用了SRC转换桁架，十字交叉梁板及预应力混凝 土梁板结构，形成了复杂的现浇混凝土框架-剪力墙结构体系.
通过精心结构设计，实现了建筑功能对大空间的要 求.
堪称结构设计与建筑设计完美结合的典范.
[关键词]大空间，SRC转换析架，复杂结构体系 1工程概况 安徽省广播电视新中心位于安徽省合肥市新政务中心南侧，该项目分为东西两区，中间有南北向怀宁 路通过.
西区上部结构由综合楼，多功能演播大厅，2000㎡演播厅三部分组成，上部各自独立，共用一层 地下室.
西区总建筑面积13万㎡，其中地下建筑面积3万㎡²，地上建筑面积10万m.
东区上部结构由裙 楼和主塔楼构成，中间设抗震缝，共用两层地下室.
主塔楼结构高度226米，是安徽省第一高度.
东区总 建筑面积23万m，其中地下建筑面积5万㎡，地上建筑面积18万㎡.
综合楼位于西区最西边的一个结构单体.
地上10层，地下1层.
地上总建筑面积5万=.
地下室为 为核5级人员掩蔽所和核6级物资库.
平面轮廓尺寸为75X83米，主屋面高度为45.30米.
综合楼外立面 实景见（图1），副面见（图2）.
3.789- 图1综合楼外立面实景图 图2综合楼剖面图 本工程设计基准期为50年，结构安全等级为二级，抗震设防类别为乙类.
抗震设防烈度7度（设计 地震分组第一组，设计基本地震加速度值为0.10g），特征周期为0.35g，场地类别1I类.
基础采用人 工挖孔桩，以中风化泥质砂岩作为桩端持力层，桩端进入持力层深度不小于1.2m.
地基基础设计等级为乙 级.
2结构布置 作者简介：杨毅（1977-).
男，孕士，高级工程师
楼、电梯间等垂直通道与 砼剪力墙结合布置.
结构柱网为9mX9m，交通核砼剪力墙外壁厚度-1～5层为400mm，6层以及上为300mm.
内壁厚度均为250mm.
框架柱截面尺寸为900X1200mm、800x800mm、700X700mm、600X600mm不等.
主要框 架梁截面尺寸为500X650mm，主要次梁截面尺寸为250X650.
A 图3一层会议室建筑平面图 图4三层建筑平面图 起初审图公司判断该结构为超限高层，结构存在三项不规则：（1）扭转不规则，扭转位移比大于1.2： （2）楼板不连续，部分楼层开大洞，开洞面积超过本层面积的30%：（3）竖向构件不连续.
因为该楼12 层有两层通高的大会议室，如果里面设置框架柱，将影响建筑物的使用功能.
一层会议室建筑平面图见（图 3），建筑剖面图见（图2）.
故在会议室部分12层取消4根框架柱.
由于不落地的框架柱只有4根，未 及框架柱总数量的10%，属于局部转换情况.
经与审图公司商议第3条不规则可以取消，故此结构可判定 则不属于超限高层.
会议室上310层为服务用房（见图4）.
此处拟采用二种结构布置方案： （1）12层会议室取消的4根框架柱在3~10层也取消.
此处将形成一块27X27m的结构大板.
采用 单向密肋梁楼盖或者双向密肋梁楼盖，梁的截面高度至少为1.5m.
3~10结构层高均为4m，那梁底净高只 有2.5m，扣除建筑面层厚度和设备层高度后，建筑净高已达不到规范要求.
（2）在建筑3层设置整层高转换构件，承托3层以上4根框架柱.
采用这种结构布置方案，除转换 层外其他层均为普通柱网结构布置，既不影响其上各层使用功能，又可取得良好的经济性.
转换构件可采 用砼实腹转换大梁，型钢砼转换桁架，钢结构转换桁架等3种结构转换形式.
3种转换形式的比较见（表 1). 表1三种转换形式的比较 自重和刚度 地震反应力 可否开门洞 施工与构造 防火 砼实腹转换大梁 大 大 简单 好 型钢砼转换桁架 较小 较小 可 复杂 较好 钢结构转换桁架 小 小 可 复杂 差 如上列表所示，在3层设置两福型钢砼转换桁架是比较合理的转换形式.
桁架采用人字型斜杆桁架， 便于在其间设置建筑门洞以及穿越设备管线.
该桁架跨度为27m，高度为3层整层高度（4m）.
转换桁架 上下弦杆采用型钢砼梁，上下弦杆处均有180mm砼楼板相连，确保桁架整体稳定.
腹杆采用H型钢.
与型 钢砼转换桁架相连的框支柱采用型钢砼柱.
转换桁架构件截面见（表2）.
转换桁架立面大样见（图5）， 转换桁架型钢立面大样见（图6）.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2转换析架构件截面 桁架上弦 架下弦 桁架腹杆 框支柱 构件截面 900*1200 900*1500 H600*500*40*50 900*1200 型钢截面 H900*500#40*50 H1200*50040*50 H600*50040*50 H800*500*40*50 钢号及 sb Q345 Q345 Q345 砼等级 C30 063 C45 图5转换析架立面大样图 图6转换桁架型钢立面大样图 3结构分析 本工程工程计算分析使用软件：SATVE和MIDASGEN软件.
在转换桁架上下弦附近一定范围内，楼板 定义为弹性膜，以便精确计算出上下弦杆的轴力.
框支柱和转换桁架采用中震弹性设计.
转换桁架上下 弦采用梁单元，框支柱采用柱单元，腹杆采用斜杆单元.
由于本项目抗震烈度为7度0.1g，根据《砼高规》 有关条文，未计算竖向地震作用.
结构计算包括：多遇地震、风荷载、设防地震、弹性时程分析等.
主要 的计算分析结果如下： 1）多遇地震下，SATTE和MIDAS的结构整体分析见（表3）： 2）多遇地震下结构基地剪力与倾覆弯矩见（表4）： 3）最大位移角和考虑扭转偏心的最大位移比见（表5）.
表3模型自振周期及周期比 周期 向平动 Y向平动 扭转 扭转 地上结构 有效质 程序 周期 序号 （秒） 比例(%) 比例(%) (%) 周期比 总质量 量系数 (） (%) T1 1. 4648 0.00 99. 00 1.00 T2 1. 1467 2.00 97.00 66711 X: 94. 16% SATVE 1.00 0. 78 T3 1. 0087 99.00 0.00 1. 00 Y: 97. 22% T4 1. 4261 0. 07 96. 05 0.56 MIDAS T5 0. 9895 3.96 2.12 93.73 0. 69 67328 X: 90. 16% Y: 92.22% T6 0.9120 94. 28 0.00 3. 19 表4基底剪力与弯矩 （单位KN、KN.m） SATWE MIDAS X方向 Y方向 X方向 Y方向 基底剪力 20387 15478 18228 13749 基底弯矩 558070 403777 479653 332266 剪重比 3. 06% 2.32% 2.80% 2.10%
通过上述整体分析计算结果可以看出，采用型钢砼转换桁架作为转换构件，本工程结构整体各项计算 指标均满足规范的各项要求.
两种不同软件的计算结果差异较小，这说明桁架转换构件的结构布置是合理 的、安全的.
在结构整体计算满足的前提之下，需要研究确定转换桁架各杆件内力的分布状况.
杆件的内力分布仍 然采用2种软件的计算结果.
桁架杆件编号见（图7）.
L 8SO [Ece M.8S0 F8832 BCEPA 200 006) 图7转换桁架型杆件编号图 表6 各工况下析架杆件轴力 SX1 SX2 FG1 FG2 FG3 XX1 XX2 恒载 2078 5103 3147 5164 347 448 5901 活戟 1354 3252 2109 2909 355 223 3136 x向地震 681 460 744 1363 1467 088 288 Y向地震 12 33 26 75 50 12 12 注：拉力为，压力为-，单位kx 表7 各工况下桁架杆件弯矩 SX1 SX2 xx1 XX2 恒载 2813~1248 1190 5115~1509 2230 活载 1626~872 680 2641~827 1180 X向地震 1380~943 921~1003 2023~73 150~101 Y向地囊 62~25 11~27 70~76 76~90 注：中震作用下不考虑风荷载.
单位KN.m 通过以上数据可以看出，转换桁架的上弦杆为压弯构件：下弦杆边跨杆件（XX1）为压弯构件，非边 跨杆件（XX2）为拉弯构件：腹杆为轴压或者轴拉构件.
根据相关规范进行构件配筋计算，配筋均为构造 配筋，按一级转换梁最小配筋率0.5%配筋.
根据计算显示，考虑荷载长期作用下的转换桁架下弦的跨中挠度均为50mm以内，满足规范1/4001.
的 要求.
转换桁架上下弦楼板处的中震作用下的楼板应力，均小于C30混凝土的抗拉强度标准值，满足中震
4节点构造 由于SRC结构中既有型钢，还有纵筋与箍筋，如何安全有效出来好三者的连接，成为节点设计一个重 点.
在本项目中节点设计遵循：梁纵向钢筋尽量避免穿过与之相交的柱中型钢，实在难以绕过就在型钢上 焊接连接板，钢筋焊接在连接板上，双面焊大于5d.
型钢穿孔均应根据钢筋直径和实际位置放样，并 应在工厂加工完成，不应在现场临时扩孔.
柱纵向钢筋尽量穿过梁中型钢.
上下弦杆的箍筋与腹杆和交汇 时，箍筋焊接在连接板上.
上弦纵筋与SRC柱连接大样见（图8），上弦纵筋与腹杆连接大样见（图9），桁架弦杆与RC梁连接 示意图见（图10），上弦与RC柱连接示意图见（图11），SRC柱与RC梁连接示意见（图13）.
35 -20 2825 图8上弦纵筋与SRC柱连接大样 图9上弦纵筋与腹杆连接大样 teTe 老卖上8齐 图10桁架弦杆与RC梁连接示意图 图11桁架弦杆与RC梁连接示意图 RCR 图12SRC柱与RC梁连接示意图
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