表B.0.7 桥梁总体 报审、报验表 工程名称： 项目工程 编号：001 致： （项目监理机构） 我方已完成 某某建设项目桥梁总体 工作，经自检合格，请予以审查或验收.

附件： 隐蔽工程质量检验资料 □ 检验批质量检验资料 □ 分项工程质量检验资料 施工试验室证明资料 其他 施工项目经理部（盖章） 项目经理或项目技术负责人（签字） 年月日 审查或验收意见： 项目监理机构（盖章） 专业监理工程师（签字） 年月日 注：本表一式二份，项目监理机构、施工单位各一份.

桥梁总体分项工程质量检验评定表 浙路（ZP）106[801] 分项工程名称： 桥梁总体 （桩号、墩台号、孔号） 工程部位： 某某建设项目 所属建设项目（合同段） 项目工程 所属分部工程名称： 桥梁工程 所属单位工程： 项目工程 施工单位： 分项工程编号： 1、桥梁工程应按设计文件内容全部完成.

基本要求 2、桥下净空不得小于设计要求.

3、特大跨径的桥梁、结构复杂的桥梁和承载能力需要验证的桥梁应进行荷裁试验，试验结果应满足设计要求和符合相关技术规范的规定.

实测值或偏差值 质量评定 项次 检查项目 规定值或允许偏差 3 5 9 10 平均值 6 合格率 代表值 (%) 合格判定 桥面中线偏位（m） 20 0 15 12 13 5 1 0 10 8 4 100% 实测项目 车行道 ±10 0 5 3 3 3 7 0 0 9 0 100% 桥面宽（mm） 人行道 ±10 一般 6 7 1 6 -2 2 0 0 -1 100% 项首 桥长（mm） 300 100 299 12 42 255 209 11 152 87 269 87 100% L<50n ±30 26 -7 -23 29 0 11 2 9 21 9 %001 桥面高程（m） L≥50n ±（L/500020) 15 -11 16 11 6 19 10 6 90% 1.桥梁的内外轮席线形应无异常突变. 外观质量 2.结构内外部、支座、伸缩缝处应无残渣、杂物. 质量保证资料 3.桥头不得出现跳车. 工程质量等级评定 检验负责人： 检测： 记录： 复核： 年月日 浙江省交通建设工程监督管理局 表B.0.7 钢筋安装 报审、报验表 工程名称： 项目工程 编号：001 致： （项目监理机构） 我方已完成 某某建设项目钢筋安装 工作，经自检合格，请予以审查或验收. 附件： 隐蔽工程质量检验资料 □ 检验批质量检验资料 □ 分项工程质量检验资料 施工试验室证明资料 其他 施工项目经理部（盖章） 项目经理或项目技术负责人（签字） 年月日 审查或验收意见： 项目监理机构（盖章） 专业监理工程师（签字） 年月日 注：本表一式二份，项目监理机构、施工单位各一份. 钢筋安装分项工程质量检验评定表 浙路（ZP）106[802] 分项工程名称： 钢筋、预应力筋及管道压浆 （桩号、墩台号、孔号） 工程部位： 某某建设项目 所属建设项目（合同段） 项目工程 所属分部工程名称： 桥梁工程 所属单位工程： 项目工程 施工单位： 分项工程编号： 1、钢筋安装应保证设计要求的钢筋根数. 2、钢筋的连接方式、同一连接区段内的接头面积应满足设计要求：接头位置应设在受力较小处，任何连接区段内同一根钢筋不得有两个接头. 基本要求 3、钢筋的搭接长度、焊接和机械接头质量应满足施工技术规范的规定. 4、受力钢筋表面不得有裂纹及其他损伤. 5、钢筋的保护层垫块应分布均匀，数量及材料性能应满足设计要求和有关技术规范的规定. 6、钢筋应安装牢固，钢筋网应有足够的钢筋支撑，在混凝土浇筑过程中钢筋不应出现移位. 项次 规定值或允许偏差 实测值或偏差值 质量评定 检查项目 1 2 3 4 5 6 7 9 10 平均值、 代表值 合格率 （%） 合格判定 两排以上排距 ±50 0 28 43 16 18 46 45 34 -22 4 100% 受力钢筋 间距 梁、板、拱助及拱上 建筑 ±10（±5) 2 -1 2 3 3 0 0 -1 -2 -1 100% 关键 (mm) 同拌 实测项目 基础、错促、墩台身、 ±20 7 11 10 6 -1 项目 柱 0 9 -1 13 100% 保护层厚度 梁、板、拱肋及拱上 建筑 ±5 3 -1 4 3 I 4 -1 2 1 %001 (mm) 基础、错啶、墩台身、 柱 ±10 -4 -2 4 3 4 2 4 -1 1 -5 100% 箱筋、构造钢筋、螺旋筋间距 (mm) ±10 9 9 8 -2 -6 6 2 9 80% 一般 钢筋骨架尺寸 长 ±10 7 8 2 9 6 5 2 -1 6 90% 项首 (mm) 宽、高或直径 ±5 1 0 0 3 4 0 1 0 4 %001 弯起钢筋位置（mm） ±20 0 18 6 11 -1 -12 8 15 0 18 100% 1.钢筋表面应无裂皮、油污、颗粒状或片状锈蚀及焊渣、 外观质量 烧伤，绑扎或焊接的钢筋网和钢筋骨架不得松脱和开焊. 质量保证资料 2.焊接接头、连接套筒不得出现裂纹. 工程质量等级评定 检验负责人： 检测： 记录： 复核： 年月日 浙江省交通建设工程监督管理局 表B.0.7 钢筋网 报审、报验表 工程名称： 项目工程 编号：001 致： （项目监理机构） 我方已完成 某某建设项目钢筋网 工作，经自检合格，请予以审查或验收. 附件： 隐蔽工程质量检验资料 □ 检验批质量检验资料 □ 分项工程质量检验资料 施工试验室证明资料 其他 施工项目经理部（盖章） 项目经理或项目技术负责人（签字） 年月日 审查或验收意见： 项目监理机构（盖章） 专业监理工程师（签字） 年月日 注：本表一式二份，项目监理机构、施工单位各一份.

内蒙古东源投资集团有限公司总部办公楼 室内设计方案 NEI MONGOL DONG YUAN GROUP INTER DESIGN August 2020 BEUJING AMRAINSUNNY ARCHITECTURAL ENGINEERING DE$IGN CO. LTD
AM Design AM AM办公设计专家 AM定制办公设计，是专注于办公设计领域的全球性专业设计品牌.

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CONTENT 目录 PART1 办公发展趋势 Trends PART2-3方案设计 Programme Design PART4 软装配饰 Soft assembly decoration PART5 VI导视 V1 guide PART6 灯光照明 Light illumination PART7 隐蔽工程 Light illumination AM Design Beljing - HongKong - Xian - Milan 内蒙古东源投资集团有限公司总部办公楼概念设计方案 1.38 VONS9L GRGUP INTER PESIGN WAY
01 OFFICETREND 办公发展趋势 AM Design Beijing HongKong - Xian - Milan 内蒙古东源投资集团有限公司总部办公楼概念设计方案 5%00105N0813N YUAN 4n0#5 IKTER DESIGN IAY 2020

ByteDance 川 字节跳动 北京字节跳动网络技术有限公司 北京时尚万科项目 室内方案设计-最终方案册合集 2022.08.22
CONTENTS 目录 1.项目分析 2.没计目标及略 3.设计成果
1.0项目分析
北京时尚万科字节跳动职场办公项目 项目分析 1.1 区城分析 朝阳公园 红领巾公园 北京故宫博物院 朝阳北路 北京CBD核心区 朝阳路 四惠桥
北京时尚万科字节跳动职场办公项目项目分析 1.2建筑外景

01 案例分析CaseStudy
1st CASE:THE THERME VALS 瑞士瓦爾斯温泉浴場 瓦用斯沼泉把酒店和溫泉以及常 地的景结合為壹體是卒姆托 的代表作品 整集项目包括對3座1960年代的 建进行改造瓦闻斯遥泉建立 在富地開采通石頭的原址上蕴 種石颈成為段計的量感来源運 用这種石颈給設計带来了厚里 感和幕冠
设计师的想法是造频似润穴或石碾場檬的形式 浴室置於半地下，其上是覆董草皮的屋顶由此與自然跟境相调

DGT.
DOT咖啡站是一家城市咖啡店，位于基辅最有活力的街区之一，专门售卖高品质咖啡饮品.

室内 空间是对现代城市生活的表达，将城市的活力和舒缓的节奏合在了一起.

设计的重点是墙面上的马赛克艺术，以像素主题诠释了DOT这个名字.

像素是图像的出发点 设计师特意使用奇特、真诚而通用的图像，没有在其中隐藏任何信息.

DOT中的图案表达了纯 粹的感情，一种普通的大都市居民每天都会体会数次的情绪，如以手掩面，但要更加强烈.

经历 了这种令人失落不安的感情后，人们需要用一杯咖啡搞劳自己，然后全速前进.

室内的第二个重点是一条带有滚动文字的狭窄屏幕.

它创造了一种多变的节奏，如同喝下两倍浓 缩咖啡后血管中流动的肾上腺素.

咖啡厅通过透明的立面成为了城市的一部分.

设计师用玻璃滑门代替了常见的门，让城市的能量 渗入室内.

整个空间完全开放，体现了场所的热情好客.

顾客和他所需要的咖啡因之间只有几步 之遥.

咖啡厅内的台阶和部分墙面覆盖带有像素艺术元素的白色马赛克.

其他墙壁的砖块裸露在外，强 调了这栋建于1900年的建筑的价值.

空间高度为4.75米.

设计希望创造一个明亮高耸的空间，因 此一开始就放弃了设置夹层的想法.

DOT咖啡站中设有两张小桌和一间凹室，可以容纳少量顾客就坐.

此外，人们也可以坐在咖啡店 旁沿建筑立面而设的公共长椅上.

长椅和柜台使用的木材来自老旧的横梁，多年前曾是一些谷仓 中的构件.

这种材料经久耐用，与精致而冰冷的不锈钢制品形成对比，讲述着属于它们自己的故 事.

咖啡店位于基辅中央与Bessarabska广场相邻的道路上.

这是一个充满活力的地点，各种各样的 基辅生活在此交汇.

太阳升起时，精力充沛的卖家们匆匆赶往基辅最大的有顶市场Bessarabka； 与此同时，白领们则冲向周边闪亮的办公楼.

白天，你不仅会看到大量闲逛的外国游客，也会有 许多聪明的年轻人在街角处的现代美术馆外站成一队.

夜晚，这里成为了各色人员见面和集会的 场所.

DOT的每位顾客都像是基辅拼图中的一个像素，只要有他们在，城市就充满了能量、情感 和咖啡.

这这门生意的特点，将高品质的咖啡放在首位.

我们都重视可持续设计的价值，这也是旧木梁、 裸露砖墙和可回收纸杯在项目中出现的原因.

” YoDGroup创始人DmytroBonesko 设计：YOD 地点：乌克兰基辅Baseinast.基辅1号 面积：30.6平方米/329平方英尺 完成日期：2021年 平面设计：真理报设计 摄影师：安德烈-贝祖格洛夫
DOT. Coffee station #1
#1
#1

HOTELDESIGN PORTFOLIO CHENG CHUNG DESIGN
WHYCHOOSECCD ChengChungDesign的特贴是展现其標杆新颖的建， 在割造設計、股務與環境的同時打造完美的耀验.

期化的塞际组合 T E A M EXPERIENCE 登富的酒店合作经验 VISION 视野的第人公司 COST CONT ROL 阜著的成本控制能力 紧密的地工配合 QUALITY
CCDWONTHE ASIAN500 AND HONORED TO BE THE ONE AND THE ONLY DESIGN FIRM ON THE LIST
INTERIORDESIGNHOSPITALITYGIANTS GLOBALN .1 全球酒店室内設計第一
CCD/Cheng Chung design (HK) was founded by Mr. Joe Cheng specializing in providing interior design and consulting services for top international brand hotels. CCD's elite team with its detailed design knowledge international services and products to their clients.The diverse background of the team and its technological expertise allows it to keep abreast of new directions and innovations in the industry. CCD香港都中设事将所系由著名设計解JOECHENG（郸忠）先生制立專莱為属网品牌酒店提供室内设計及额 同服務是图原顶级品牌源店室内设计機据之一 CCD的精英需除以其卓越的設計事案知减叠富的国察化经验以及卓著的管理技為客户提供優買服将和蓬品.

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国际认证标准ISO9001/ISO14001/0HSAS18001 G4231南京至九江高速公路 安庆月山至海口段 工程可行性研究报告 （主报告） 安徽省交通规划设计研究总院股份有限公司 ANHUI TRANSPORT CONSULTING & DESIGN INSTITUTE CO. LTD. 二零二四年九月编制
G4231南京至九江高速公路 安庆月山至海口段 工程可行性研究报告 （主报告） 编制单位：安徽省交通规划设计研究总院股份有限公司 资信证书等级：甲级 发证单位：中国工程咨询协会 证书号：甲142021010678 单位主管 总工程师 项目负责人 李静 参加人员： 研究总院股公 汪慧君吴涛胡胜 刘 杨海宾 干恒栋 国洋龚申袁家冬 送专角章 欢
目 录 第1章 概述 1.1 项目概况 1-1 1.2 企业概况 1-7 1.3 编制依据 1-7 1.4 研究过程及内容. 6-1 1.5 主要结论及建议 1-10 第2章 项目建设背景、需求分析及产出方案 2.1 规划政策符合性 2-1 2.2 企业发展战略分析 2-16 2.3 建设的必要性 2-16 2.4 经济社会与交通发展现状及规划 2-23 2.5 交通量预测 2-64 2.6 项目建设内容、规模和产出 2-122 2.7 项目商业模式 2-128 第3章 项目选址与要素保障 3.1 项目建设条件. 3-1 3.2 建设项目起终点论证 3-24 3.3 方案比选与路线拟定 3.4 要素保障分析 3-54 第4章 项目建设方案 4.1 技术方案 4-1 4.2 工程方案 46 4.3 先进设计理念及落实 4-103 4.4 用地征收补偿（安置）方案 4-106 4.5 建设管理方案 4-107
第5章 项目运营方案 5.1 运营组织方案 5-1 5.2 安全保障方案 5-2 5.3 绩效管理方案 5-5 第6章 项目投融资与财务方案 6.1 投资估算 6-1 6.2 融资方案 ..... 8-9 6.3 盈利能力分析 6-9 第7章 项目影响效果分析 7.1 经济费用效益分析 7-1 7.2 社会影响分析 712 7.3 生态环境影响分析 7-24 7.4 资源与能源利用效果分析 7-31 第8章 项目风险管控 8.1 风险识别与评价 8-1 8.2 风险管控方案 6-8 第9章 工程环境影响分析 9.1 主要研究结论 9-1 9.2 问题与建议 8-6
G4231南京至九江高速公路安庆月山至海口段 1.概述 第1章概述 1.1项目概况 1.1.1项目地理位置 根据国务院批复的《国家公路网规划》，本项目为规划的南京至九江高速公 路的重要组成部分：同时根据《安徽省高速公路网规划修编（2020年-2035年）》， 本项目也是安徽省高速公路网布局“五纵十横”重要组成部分.

起点位于石镜乡孙 家坂利用G4231南京至九江高速公路安庆凉亭至月山段的石镜枢纽，经怀宁县石 镜乡、月山镇、洪铺镇、海口镇，终点在海口镇镇江村北设置海口枢纽互通连接 拟建G4231南京至九江高速公路安庆海口至望江段以及拟建S82海口长江大桥.

项目总体呈南北走向，总体位于安庆市怀宁县及大观区境内.

位于北纬30°36'～ 30°29、东经116°53.1-116°53.4之间.

拟建项目地理位置详见下图.

湖 府城市 本项目 英山县 黄冈市 0 北 黄石市 图例 九江市 含能市 国家商进公站 会城布 业商建公司 江 地市行政中心运县望线 图1.1.1-1拟建项目地理位置图 拟建项目是规划G4231南京至九江国家高速公路的组成部分，是形成连接江 苏、安徽、江西等沿江地区联系的高速公路大通道，对于完善沿江综合立体交通 走廊，支撑长江经济带国家战略实施意义重大.

同时也是安徽省高速公路网规划 安徽省交通规划设计研究总院股份有限公司 1-1

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 应力蒙皮力学性能实验研究 区彤，谭坚，陈星，王湛，潘建荣”，胡淑军 （1广东省建筑设计研究院，广州510070） （2华南理工大学亚热带建筑科学国家重点实验室，广州510640） 摘要：建筑结构上，蒙皮效应是指围护结构（主要是屋面和境面）对主体结构的整体加强作用.

这种效应大大加强了结构 的空间整体性.

本文以2010年广州亚运会体操馆为背景工程，考察蒙皮效应，分析此结构形式在周期荷载作用下的滞回曲 线和破坏机理，考察其抗震性能滞回性能，确定不同参数如蒙皮板厚度、蒙皮连接方式的影响，对比分析未设置蒙皮钢板的 梁自身平面外稳定性能相对较好，所以没有体现出蒙皮优势.

可以考虑用工字型截面梁来研究蒙皮效应.

关键词：蒙皮效应：实验分析：滞回性能 1引言 建筑结构上，蒙皮效应是指围护结构（主要是屋面和墙面）对主体结构的整体加强作用，这种效应大 大加强了结构的空间整体性.

蒙皮效应很难明确地量化，它受很多条件影响，不同的工程情况下，蒙皮的 作用效应也不同，工程中只将其作为一种结构上的储备.

我国的规范尚未对蒙皮效应做出规定.

英国应力 蒙皮设计规范BS5950-913对屋面和墙面维护结构所用压型钢板的应力蒙皮作用包括设计与施工作了详 细的规定.

2010年广州亚运会体操馆屋面钢结构部分有23m的悬臂端，飘带单层网壳跨度达64m.

在其局部结 构上铺设5mm厚的钢板考虑应力蒙皮作用，如图1所示.

需保证钢板和支承构件的可靠连接，为了减少 板本身的挠度，板边嵌固于钢结构上表面，节点大样见图2.

蒙皮钢板 LEO LEOX 3 界钢板 5 蒙皮钢板 图1体操馆局部铺设蒙皮钢板 图2钢板连接大样 本文以此工程为背景，考察蒙皮效应，分析此结构形式的周期荷载作用下的滞回曲线和破坏机理，考
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 察其抗震性能滞回性能，确定不同参数如蒙皮板厚度、蒙皮连接方式的影响.

对比分析与未设置蒙皮钢板 的结构形式的周期荷载作用下的滞回曲线和破坏机理.

2试验模型及循环加载方案 2.1试件选取 根据试验条件采用缩尺比例模型（比例约取0.6（模型/原型）），梁高度适当调整（为了分析梁高的变 化对蒙皮作用的影响），且取一跨进行分析，增设一个未设置蒙皮的试件模型.

每组2个，共7个试件.

具体参数和构造见表1和图3.

表1试验模型尺寸表 试件 箱型梁 跨x长x厚 角焊缝 角钢 个 (bxlxt) 数 A组 B240x120x6x6 1200×3000x3 双面 L40x4 2 B400×120x6x6 单面-贴板 B组 1200×3000x3 加强 L40x4 2 C组 B400×120x6x6 1200x3000x2 双面 L40x4 2 D组 B400×120x6x6 1200x3000 一独立 悬臂梁 1 图3-B组示意图 2.2循环加载方案 加载设备及安装如图4所示（采用了两个油压千斤顶）.

试验时，将试件固定在反力墙上，两端上下 两面分别加一荷载分配梁：两个200吨油压千斤顶放于上下分配梁中点处，分别上下推压，因此试件在往 复的荷载作用下进行试验.

应变采集和位移计采集，均采用DH3816静态应变采集系统.

加载点位置在离梁端150mm处.

力和位移都取向下为负，向上为正.

弹性阶段采用力荷载控制，屈服 后采用位移加载控制，加载量要根据屈服时的位移待定.

试验全过程，均施加反复荷载，用以得到其相应 的滞回曲线.

性连统件 图4-1加载立面示意图 图4-2采用油压干斤顶的试件加载图 根据JGJ101-96《建筑抗震试验方法规程》的要求，并参考ECCS的方法，对试件A、B和C均采用 了位移加载，并得到相应的荷载一位移曲线.

试验前对各试件进行有限元分析，参照文献分析方法以确定试件的大致屈服荷载、屈服位移以及 可能发生最大应力位置，并在试验前贴上应变花.

实验时，初始采用力控制，根据有限元模拟得到的屈服 荷载在一半屈服荷载0.5F处循环加载3次.

进入弹塑性后，改用位移控制，（屈服位移值由最大应变值和 2
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 荷载位移值是否为线性变化两者共同确定），得到相应的屈服位移.

之后，按△y、2Ay、2.5Ay、3△y， 并拉压各做三次（均以试件梁端位移计来控制位移），直至构件被破坏.

具体加载制度和屈服位移见表2.

表2各试件的加载制度 试件编号 加载方式 屈服位移（mm） 加载方案 A1、A2 位移加载 yj=55.9Ay;=49.9 ±0.5F 三次 ±Ay三次 B1、 B2 位移加戟 Ayy=44.5Ay=49.9 ±2Ay三次 C1、C2 位移加戟 Ay=45.3Ay=45.7 ±2.5Ay三次 ±3Ay三次.. D 位移加载 y =45.3 注：表中的±Ay是从0加载到AykN，接着卸载到位移为0，再反向加载到Ay 试验过程中，需始终保持循环加载的均匀性和连续性，且正、反向加载和卸载速度保持一致，以保证 所采集数据的稳定性.

2.3试验现象及破坏形态 根据加载方案，研究试件的实验现象和破坏形态.

分析其应力分布、滞回性能，了解其破坏特点.

在试验过程中，对各试件采用循环加载后破坏形态大致相同：初始加载时根据应变花上的应变值和荷 载位移曲线确定各试件的屈服位移，再根据2.2节中的加载方式往复的加载和反向加载.

当各试件的位移 在23倍的屈服位移时，梁端根部处被拉裂，构件迅速被破坏.

各试件的破坏详图见图5.

实验现象和破坏形态分析：A、B、C组试件在加载到屈服时开始在梁根部与蒙皮焊接的位置出现细微 裂缝，加载到2倍屈服位移时裂缝进一步发展，同时梁下翼缘开始出现裂缝.

继续加载到2.5或者3倍屈 服位移时，构件完全破坏，无法继续加载.

由于上部有蒙皮的作用，在梁根部处有集中应力，所以试件总 是在梁根部上翼缘先开始出现裂缝，下翼缘后出现裂缝.

因此往下加载的荷载总是比往上加载的荷载小一 点.

单根梁试件D在屈服前并没有失稳，箱形截面梁的平面外稳定较好.

最终破坏时梁根部被压鼓并出现 一点失稳弯折.

各试件的破坏图如下所示： 图5-1节点A、B、C上翼缘、下翼缘破坏图 图5-2节点D上翼缘、下翼缘破坏图 3
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3 试件的滞回性能分析 通过对试件A、B、C和D试验分析可得，各试件的滞回性能如图6所示，屈服位移、屈服荷载、极 限荷载值如表3 A组的两个试件的荷载-位移滞回曲线最饱满.

进入届服后，由位移控制，在相同的位移下，上下两边 的力不相等.

A1上下的极限荷载相差为7.5%：A2上下的极限荷载相差为15.9%.

产生此现象的主要原因 是进入屈服强化后两边刚度不等.

B组两个试件荷载-位移滞回曲线比较饱满，滞回曲线中间略有“捏缩”.

由于B的梁截面是A的一倍， 所以B试件的承载力明显比A试件高，平均高出97.5%.

B1上下的极限荷载相差为15.7%：B2上下的极 限荷载相差为19.8%.

C试件的荷载-位移滞回曲线与B试件相似.

B与C蒙皮的厚度不同，但试件承载力基本相同，蒙皮 厚度的变化基本没有影响.

B1上下的极限荷载相差为8.1%：B2上下的极限荷载相差为14.8%.

试件D的荷载-位移滞回曲线比较饱满.

滞回曲线中间略有“捏缩”.

D与B、C梁截面相同，极限承载 力与B、C承载力的一半相比都略低，但相差不大，在5%以内，屈服时的承载力也基本一致.

表3各试件的试验参数值 试件编号 屈服位移 屈服荷载 极限荷载（下） 压力极值（上） A1 55.91mm 85KN 133kN 143kN A2 49.92mm 90KN 126kN 146kN B1 44.45mm 157.5KN 255KN 295KN B2 49.91mm 156.8KN 242KN 290KN C1 45.29mm 166.2KN 259KN 280KN C2 45.65mm 149.4KN 264KN 303KN D 44.47mm 81.5KN 129kN 140kN A1荷载-位移曲线 A2荷载-位移曲线 B1荷载-位移曲线 200 400 150 荷 150 荷 300 荷 100 载 100 载 (KN) 200 KN) KN 100 200-150 50 100 150 200 -200-150; 50 100 150 200 -150-10g 50 100150 加载点位移 加载点位移 s. (Ru) 15% 150 (mm) 加载点位 400 -300 移（mm） 荷 300 载 20 B2荷载-位移曲线 400 C1荷载-位移曲线 KN) 400 10 300 荷 300 载 200 荷 200-15 载 200 100 (KN) 109- 30-150 50 100 150 -150 50 100 150 加载点位移 加载点位 009- (u) 移 (um)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 C2荷载-位移曲线 D荷载-位移曲线 400 200 荷载 300 荷 150 （KN） 200 100 10p （KN） 50 200-150-109 50 100 150 200 -150 -100 50 100150 加载点位移 (mm) 加载点位移 300 150 () 4结论 本文通过蒙皮试件的试验研究，可得到以下结论： 1、每个试件的滞回曲线都比较饱满，具有较好的耗能能力： 2、有蒙皮的试件，控制在相同的位移，当梁在负弯矩作用下时（千斤顶向下压，使梁上翼缘受拉， 蒙皮受拉）比梁在正弯矩作用下荷载略小.

这是因为由于蒙皮的作用，梁侧向失稳得到有效约束，但同时 在梁根部上翼缘处产生了一定的集中应力，使梁上翼缘最早出现裂缝，而下翼缘比上翼缘出现裂缝要晚， 所以上翼缘的裂缝比下翼缘的发展更厉害，导致负弯矩作用下的承载力比正弯矩作用下的承载力略低： 3、B的梁截面是A的1.67倍，所以B试件的承载力明显比A试件高.

理论计算B的承载力应该是A 的2.79倍，实际实验情况为B承载力是A的1.98倍.

主要原因是试件节点处过早开裂，节点处焊缝性能 不确定，导致构件达不到理想的材料强度： 4、B与C蒙皮的厚度不同，但试件承载力基本相同.

因此蒙皮厚度的变化对此试件没有影响.

B、C 的蒙皮连接方式也略有不同，但蒙皮与梁的连接没有出现任何破坏，所以这两种连接方式对此试件没有影 响： 5、D与B、C梁截面相同，屈服荷载、极限承载力与B、C的一半基本一致.

最终的破坏模式，有蒙 皮的都在梁根部开始出现裂缝.

而单根梁最终破坏时是失稳，但此时已经过了屈服.

箱形截面梁自身平面 外稳定性能相对较好，所以没有体现出蒙皮优势.

可以考虑用工字型截面梁来研究蒙皮效应.

参考文献： [1]周奎，叶芳菲，唐颖花.应力蒙皮设计规范BS5950-9介绍（1）[J].建筑钢结构进展，2006 8（3）：48-58. [2]周奎.应力蒙皮设计规范BS5950-9介绍（ⅡI）[J].建筑钢结构进展，2006 8（4）：49-62. [3]周奎.应力蒙皮设计规范BS5950-9介绍（I1）[J].建筑钢结构进展，2006 8（6）：45-60. [4]龚成.

王湛.半刚性端板节点在循环荷载作用下的非线性有限元分析[J].四川建筑科学研究，2011，37（6）：18-21. [5]孙利骄，王湛.弱轴顶底角钢连接滞回性能的非线性有限元分析[J].四川建筑科学研究，2012，38（4）：6-9. [6]JGJ101-96.建筑抗震试验方法规程[S].北京，中国建筑工业出版社，1997.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 横琴发展大厦结构连续倒塌分析研究 区彤，徐昕，谭坚，张连飞 （广东省建筑设计研究院，广州510370） 提要：为防止因局部构件破坏而引起整体结构的连续倒場，针对横琴发展大厦巨型转换桁架-钢框架-支撑筒结 构的高危结构单元进行拉索松弛、前断，桁架层杆件失效，角柱失效以及角柱受汽车冲击等情况下的结构连续倒 爆分析，采用Mdas/Gen软件对剩余结构进行线弹性静力分析，构件破坏根据GSA2003简化的评估准则以及钢构 件应力控制法判断.

分析结果表明：该结构主要构件有足够的承载富余量，整体结构有较高瓦余度，可提供多种 传力途径，且在局部破坏时不会影响其他部分结构，整体结构能够很好的将内力和应力重分布，整体结构具有较 高的防连续倒爆的能力.

关键词：巨型转换桁架支撑筒结构局部破坏连续倒爆 1工程概况 横琴发展大厦位于珠海市横琴岛，功能设有办事接待中 心、展示中心、档案中心、信息中心、资料中心、办公用房 及综合性会议室等.

该工程为带巨型转换桁架-钢框架-支撑 简结构，不属于规范所列常规结构形式.

建筑高度约100m， 平面为回字形，尺寸为100m×100m，结构高宽比为 100/69.6=1.44主楼来用4个L型支撑筒形成竖向支撑体系， 支撑筒靠近建筑平面角部布置.

L型支撑筒尺寸为 18m×18m，支撑筒之间结构跨度33.6m，该结构L型支撑筒 外侧布置相应BRB形成BRB消能减震结构.

本工程抗震设 防烈度为7度，Ⅲ类场地，设计地震分组为第1组，设计 基本地震加速度值为0.1g，特征周期0.45s，安评提供特征 图1建筑效果图 周期为0.48s，抗震设防分类为标准设防类.

建筑效果图如图1所示.

复杂多样的建筑功能，建筑物的重要 性，使得其受到偶然荷载作用的概率高于普通建筑物，需要避免该结构因偶然荷载（诸如爆炸、汽车撞击 等）所造成的局部破坏致使相邻构件失效，以致造成连锁反应形成连续性倒塌现象.

2结构体系 该工程塔楼以下巨型竖筒采用混凝土柱加钢支撑，塔楼以上超级竖筒采用方钢管混凝土柱加钢支撑形 式，混凝土强度等级C60，钢材质为GJC390，混凝土柱截面1400~1600mm，方钢管柱截面1200~1400mm.

结构架空层上部楼层设置两层高巨型桁架层（转换层），桁架高度10米，并采用拉索提高巨型桁架刚度， 巨型桁架层支撑上部楼层，楼层荷载大部分通过次框架柱传递至巨型桁架，再传递至巨型支撑筒.

标准楼 层采用实腹式钢梁或者钢桁架形式，截面高度1000-1300mm.

平衡自重的索状态性价比最好，提高了桁架 层的刚度，稳定结构的受力形态，减少施工误差对结构的影响，减少楼板开裂，提高结构的安全度和安全 储备，减少结构用钢量.

本项目预应力拉索初始态即为平衡自重的状态，预应力钢绞线强度设计值f= 1860N/mm²，跨中拉索和悬臂拉索的采用如表1所示.

表1拉素的采用 预应力初始态 跨中拉索 悬臂拉索 平衡自重 两根7X283（单根破断力17099kN) 两根7X151（单根破断力9124kN） 结构整体模型图参见图2和图3.

作者简介：区形（1968一)，男，高级工程师，一级注册结构工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2结构模型三维图 图3结构模型立面图 3分析模型建立与选取 对结构进行连续倒塌分析，即在建筑物遭受偶然荷载作用导致结构部分梁柱等构件突然失效后，防止 其在恒载、活载等竖向荷载作用下发生连续性倒塌.

美国总务部GSA2003是世界上第一个防连续倒塌设 计专业规范，其主要贡献在于深化了拆除构件法的概念，每次拆除一个承载力构件并不是为了模拟结构的 实际初始破坏，而是因为这种方式可以正确评估一个结构发生连续倒塌的风险川.

在拆除构件法的具体操 作流程上，GSA2003建议首先建立结构的有限元模型，然后瞬间拆除一根承载力构件并对剩余结构进行分 析|2.

本文采用有限元软件Midas/Gen建立结构有限元模型，根据原结构静力荷载分析和构件破坏影响程度 选取图4-6所示结构单元为连续倒塌分析研究对象，该结构单元承载能力贡献突出，且含有桁架层，是发 生意外突发状况相对高危区域，分析该结构单元在索杆件松弛、崩断以及架空层角柱失效、承受汽车冲击 荷载工况下的防连续倒塌能力.

图4横琴发展大厦连续到塌高危区域结构部分 12 18 17. 图5析架层平面图 图6连续倒塌分析结构单元立面及索、柱构件拆除序号 (1-素 1 2-累 2 3素 3 4-素 4 5-盈1 6泵 2 7-果 3 3-杆 1 9-杆 2 . 10-杆 3 11-杆 4 12-杆 5 13-杆 6 14- 7 15-杆8 16-杆 9 17-柱 1 13-柱 2)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 4分析与评估准则 4.1连续倒塌分析 拆除构件设计是将结构中的部分杆件拆除，通过分析剩余结构的力学响应，来判断结构是否会发生连 续倒塌，这种方法的实质是提供有效的备用传力路径，因此又称为”替代路径设计法”.

一般情况下， 每次分析对易遭受作用破坏部位的一个承载构件进行拆除后进行分析，来评估整体结构的抗倒塌能力.

本文对关键敏感构件一拉索、桁架层杆件及柱子进行拆除，剩余结构以受恒载和活载等竖向荷载为主，荷 载按照相应结构设计规范及规定取值，通过以下分析来评估其各种状态下发生连续倒塌的可能性.

（1）索松弛分析，考虑索1和索2的松弛，拆除其构件并在相应荷载效应下分析该索松弛时结构的防连 续倒塌能力.

（2）索崩断分析，考虑索1和索2的崩断，拆除其构件并在其相应的节点处施加反向的索力，该索力考 虑动力系数1.3，并在相应荷载效应下分析结构的防连续倒塌能力.

（3）桁架层杆件失效分析，考虑杆1、杆2及杆3、杆6及杆7、杆8及杆9的失效，拆除相应构件， 考察其抗倒塌能力.

（4）柱失效分析，考虑柱1和柱2失效拆除相应柱子并在竖向荷载效应下分析结构的防连续倒場能力.

（5）汽车冲击作用分析，考虑柱1和柱2遭受汽车冲击作用效应，按照《建筑结构荷载规范》 GB50009-2012偶然荷载10.3条撞击的规定，对其整体结构承载力进行验算.

4.2评估准则 拆除构件法采用静力分析法时需要考虑结构倒場过程中的动力效应影响，GSA2003的评估指标 DCR=QUD/QCE，QUD为线弹性分析后单元或节点的内力，QCE为线弹性分析后单元或节点的极限承载 力，材料取强度标准值，不同位置构件DCR数值做对应调整，GSA2003对楼层及跨取荷载动力 放大系数A=2.

该项目近似考虑线弹性静力计算和非线性动力计算差异，实际设计时直接简化为A=1.0， 拆除杆件的荷载取为恒载0.25活载，简化评估指标SDCR取为DCR的一半，如表2所示，以此进行评估， 分析流程如下：①整体结构模型未破坏时静力状态计算分析；②拆除相应杆件，分析剩余结构整体响应： ③根据评估指标判断构件是否破坏，评估结构整体抗连续倒塌能力.

表2简化方法 评估准则 GSA2003 简化标准 线弹性静力分析 2x(DL0.25LL) DL0.25LL 动力故大系数范围 楼层及跨度 楼层及跨度 可接受水准（钢结构） 梁、支撑DCR2（1.5) 梁、支撑SDCR1(0.75) 柱DCR 1.25(0.94) 柱SDCR0.625(0.47) 注：括号内表示不规则结构对应的限值 4.3受力构件评估标准 钢结构的构件评判标准可将表2中的标准换算成应力控制法，其中Wp为截面的塑形模量，W为截 面模量，为钢材强度标准值，钢梁和钢柱参考表3中的规则结构取值，受拉支撑主要承受轴拉力，直接 参考规则结构SDCR值，如表3所示.

表3钢构件应力控制法 构件类别 控制应力[d] 梁 SDCR =f(Wp/W) 柱 SDCR ≤f(Wp/W) 受拉支撑 SDCR / 受压支撑 SDCR wy 5正常设计状态下结构性能分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 整体结构未破坏时梁1中点竖向位移为27.48mm，梁2左端点竖向位移为15.66mm，梁3中点竖向位 移为23.981mm，杆4竖向位移为19.08mm，杆5竖向位移为15.78mm，均小于其L（跨度）/400，满足要 求；柱1竖向位移为7.14mm，柱2竖向位移为6.57mm.

索1受拉力为9199.3kN，索2受拉力为4860.9kN，索3受拉力为9099.6kN，索4受拉力为4749.8kN； 索最大应力值为242MPa，各构件应力值如附表所示，均未超过容许值，满足承载要求，位移、应力图如 图7~8所示，结构单元主构件应力值见附表所示，均满足要求.

图7整体结构荷载作用下竖向位移 图8整体结构荷载作用下构件应力图 6结构连续倒塌性能分析 6.1索1索2松弛失效 索1松弛失效后，子结构其余部分承受荷载增大，梁2左端点竖向位移增大到16.12mm，梁1中点竖 向位移增大到30.07mm；其余构件位移变化不大，均可满足要求.

索1失效后索2索3拉力均有减小，索 4拉力增大4.5%，说明梁1附近的结构随索1失效影响较大，使得竖向变形增大，索1松弛失效造成索2 和索3预紧力减小，索4则拉力随之增大，但索1失效仅对其周边结构影响明显，其余结构影响有限；索 1失效后梁1应力值为-107.1Mpa，增大约23%，杆4应力值为57.1Mpa，减小约50%，杆5应力值为37.7 Mpa，基本不变，所以索1失效时桁架层中梁1承担荷载较大，对索1周边构件应力值影响较大，对其余 构件应力值影响有限，但均未超过构件的应力屈服值和容许值，应力重分布后整体结构可继续承载，也不 会发生连续性倒塌，位移及应力图如图9~图10所示.

图9索1拆除后荷载作用下竖向位移 图10索1拆除后荷载作用下构件应力图 索2失效后梁2左端点竖向位移为20.12mm增大了28.5%杆5竖向位移为20.23mm增大了28.2%， 其余构件位移变化不大.

索2失效后，其余索力总体变化不大，索1、素3和索4的应力值分别为233.7Mpa、 244.0Mpa和122.8Mpa，变化均不大；可知索2失效对其他索的影响不大.

杆2应力值变为-123.5Mpa，由 原来受拉变为受压，以作为传力途径调整：仅索2附近构件梁2为96.5Mpa，增大较多，其余部分应力值 影响不大.

综上可知索2失效对其周边结构影响较小，较为安全，位移及应力图如图11~12所示.

图11素2拆除后荷载作用下竖向位移 图12素2拆除后荷载作用下构件应力图 6.2索1索2崩断失效
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 索1崩断后，梁1中点竖向位移为32.979mm，梁2左端点竖向位移为16.917mm，均有所增大；索2 减小了22.3%，索3和索4拉力影响较小；柱1及柱2应力值为-119.6Mpa和-56.3Mpa，基本不变，杆2、 杆4应力值分别为119.1Mpa和-101.4Mpa，杆2增大了61%，杆4则由原来受拉变为受压，起到支承作用， 以进行传力途径调整.

索1崩断造成结构单元左边部分应力重分布，桁架层梁和部分杆件应力增大，但仍 在承载范围内，结构其余部分影响不大，位移及应力图如图13~14所示.

图13素1崩断后荷载作用下竖向位移 图14素1崩断后荷载作用下构件应力图 索2崩断失效后，梁2左端点的竖向位移变为26.615mm，增大了约70%，梁1中点竖向位移为 27.164mm，变化不大；索1、索3及索4拉力均变化不大；索1、索3和索4应力值分别为228.9Mpa、 244.9Mpa和121.9Mpa，相比初始结构变化不大，梁2应力值为156.4Mpa，增大了约3.5倍：柱1和柱2 应力值分别为-113.1Mpa和-70.3Mpa，变化也不大；杆1应力值为-168.7Mpa，增大了1.75倍，其余杆件 变化不大.

可知素2崩断仅对其周边梁及支撑构件变形和内力影响较大，索2周边部分构件承载能力及变 形仍能满足需求，且破坏后并不影响其余部分结构，不会引起连续性倒塌，位移及应力图如图15~16所示.

图15索2崩断后荷载作用下竖向位移 图16素2前断后荷载作用下构件应力图 6.3桁架层杆件失效 杆1失效后，梁1、杆5竖向位移基本未变，梁2位移增大；柱1和柱2变形变化不大；，可知杆1 失效仅引起悬挑部分变形增大，局部影响较大.

索2为6153.1kN，增大26.6%，索1索3索4基本不变， 杆1失效后造成索2拉力增大；杆5应力值为-114.9Mpa，由受拉变受压；说明杆1失效对桁架层悬挑结 构部分影响较大，应增多杆1附近构件的元余度.

位移及应力图如图17~18所示.

15211355135 11112111 图17杆1拆除后荷载作用下竖向位移 图18杆1拆除后荷载作用下构件应力图 杆2及杆3失效后，柱1、柱2、梁1、梁2及杆5位移变化细微：杆4竖向位移为26.049mm，增大 36.8%，可知杆2及杆3失效对结构单元桁架层中间部分构件位移影响较大，其余部分影响有限.

杆2及 杆3失效后索1拉力变为11362.2kN，增大23.5%，索2为5151.6kN，增大5.98%，索3为9822.5kN，增 大7.94%，索4为4617.9kN，基本未变：杆2及杆3失效后梁1应力值为-66Mpa，杆4应力值为94.8Mpa， 杆2及杆3附近的结构影响较大，其余结构影响有限，桁架构件应力值均未超过其应力屈服值和容许 值，应力重分布后整体结构可继续承载，也不会发生连续性倒塌.

位移及应力图如图19~图20所示.

5

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 气动噪声模拟及其在横琴发展大厦的应用 区彤，张艳辉，许伟.

，谭坚！

（1.广东省建筑设计研究院，广州510010；2广东省建筑科学研究院.

广州510500） 提要：对横琴发展大厦特殊的百叶系统的典型布局，进行了常态风作用下的稳态流场模拟分析，获得百叶周围 区域流场情况及噪声源-用大涡模型和FW-H方程模拟声音的产生与传播，利用谱分析得到幕墙的总声压级和A计 权声压级，从而对其气动噪声的影响进行评价，指导工程设计.

关键词：气动噪声：数值模拟：横琴发展大厦；A计权声压级 1引言 气动噪声是在气体在流动过程中由于自身消流发展或气体与固体的相互作用而产生的一种噪声，其目 前在汽车工业、航空航天及交通运输等方面得到了重视和深入研究，在建筑领域研究和应用的还较少[1].

但随着高层建筑外立面的复杂多样化，特别是幕墙、百叶等的大量使用，气动噪声有时会给使用者造成不 舒适感.

因此有必要对气动噪声对建筑使用功能的影响进行深入研究，以优化建筑设计和提高使用舒适性.

本文针对横琴发展大厦外立面的特殊百叶系统，进行了常态风作用下的稳态流场模拟分析，获得百叶 及其周围区域流场的分布情况：分析风致噪声产生的原因，从而获得气动噪声源.

在此基础上结合LES和 FW-H方程模拟声音的产生与传播，并通过谱分析得到幕墙的总声压级和A计权声压级，对噪声进行评价 分析.

2气动噪声数值模拟 气动噪声的数值模拟是将计算流体力学与声学结合并采用数值计算方法的一门交叉学科，目前模拟方 法有：1）直接计算法：不需要任何声学模型，可直观和清晰地研究气流中的涡旋与势流以及涡旋之间的 相互关系、声波能量的形成和转换以及流体内部的发声机理.

但其计算量大对硬件要求高，还应用的较少 2）CFD结合莱特希尔声类比方法，其将声源的产生与传播分开计算，明显提高计算效率和减小工作量.

本文采用后者.

根据分步求解思想，先需要对目标物体周边通过N-S方程进行外流场的计算，即可获得目标表面的压 力脉动，再应用声学方程计算得到气动噪声.

获得非定常流场解的CFD技术主要有DNS、RANS和LES， 但前两者具有诸多局限性，而LES在计算量和计算精度上都具有优势，可捕捉到旋涡脱落、消流脉动等的 流场特征，能满足气动噪声模拟中的流场计算.

根据CFD模拟结果可得到目标物周围的声源的强度及分布规律，应用基于FW-H方程的积分外推法计 算远场（监测关注点）噪声的声压级频谱和总的声压级.

但仅局限于声波在自由空间传播，不能考虑障碍 物影响及波的反射散射.

3应用研究
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.1项目简介 横琴发展大厦位于珠海市横琴岛，南望天沐河，北靠小横琴山.

主楼建筑高度100m，建筑平面外轮廊 从3层开始竖向外挑12.5m.

在建筑外立面悬挑端悬挂安装有装饰百叶系统，典型宽度为750，百叶到内幕 墙的典型间距为2600，竖向布置典型间距为400~1100不等.

3.2典型百叶系统算例的选取 综合建筑立面效果，根据百叶系统的构造以及楼板、横梁、立柱的布局，按照最不利的原则，选取 15F~16F（共20F）楼层间一个标准柱距内的百叶作为模拟对象.

典型几何尺寸及模型建立图1所示.

000 2600 a)建筑立面效果图 b）百叶典型布置示意图 c)噪声监测点示意图 图1建筑立面效果及百叶布置示意图 3.3稳态流场模拟 3.3.1计算模型建立 根据百叶实际外形尺寸和间距建立几何模型，对门式造型流场进行稳态计算，合理创建网格，实现对 计算区域的离散化.

网格划分见图2所示.

图2百叶表面及其周围网格划分 选取RNGk-e淄流模型，取各风向上最大月平均风速换算至建筑顶部后，设定入口和出口的边界条 件，并对流场进行初始化设置，设定整个流场的初始化情况，进行流场的数值模拟计算.

3.3.2噪声源模拟结果 在最大月平均风速作用下，百叶系统表面声功率级分布见图3所示，百叶系统周围噪声源分布见图4所 示.

从图可以看出，百叶系统周围的噪声源主要来自百叶形状本身引起的流动分离，并与百叶条间的间隔 2
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 有关.

最大声源功率级分布在从上至下第二百叶条，同时主要的声源功率级分布在第一、第二、第八百叶 条.

这是因为气流在角部发生分离，形成涡脱落，形成声压，百叶间距突变时在较小间距处流动加速， 使得声压较大.

后续气动噪声模拟时将确定全部百叶条作为噪声源.

el0 图3百叶系统表面声功率级分布（dB） 图4百叶系统横断面上声功率级分布（dB) 3.4气动噪声模拟 3.4.1计算模型建立 以稳态流场分析结果作为初始条件，选定全部百叶条作为噪声源.

对流场进行大涡模拟（LES）获得 非稳态计算结果，进行非稳态模拟时，时间步设为5×10-6s，以捕捉人体敏感的主要声音频段.

总共进行 了30000个时间步的计算.

声音计算时，采用FW-H方程模拟声音的产生与传播，这个方程中采用了Lighthil的声学近似模型.

在 用FW-H方程通过积分计算声音压强时，用"前向时间投射法（forward-time projection）"将声音从发射到接 收之间的时间延迟考虑进去，从而可以在非定常流场计算的同时计算声音压强，从面获得声压级.

在进行非稳态计算时，声模拟时将百叶和门式造型上部各壁面设置为噪声源，每200个时间步保存一 次声压信号文件，计算完成后可以得到一系列的声压时程数据，为了分析百叶周围流场产生的噪声，分别 在百叶后方的玻璃幕墙上布置了一系列声压接收点，以获取不同部位的声压等级，接收点具体位置如上图 1所示.

3.4.2模拟结果 将声源在接收点处产生的声压级进行累加，可获得各接收点的总声压级：在计算A计权声级度时， 在低频率及高频率的声压级值加在一起之前，声压级值会根据公式减低.

声压级值加在一起后所得数值的 单位为dB（A），表1给出了各接收点处的总声压级和A计权声级.

表1不同接收点处声压级 接收点 R1 R2 R3 R4 R5 R6 R7 R8 R9 总产压级(dB) 85. 4 88.6 86. 1 86. 8 90.4 88.1 84.6 88.2 85.5 计权声压级（dB(A)) 58. 5 62.2 9°65 09 64.2 61.9 58 61.8 59. 3 3.5结果分析 3.5.1噪声评价 正常人耳能听到20Hz~20000Hz频率的声音（人耳可听声范围"）.

对于2500Hz到3000Hz的声音，人类耳 朵的反应最灵敏，而对低频率的声音，敏感度则较低.

总声压级并不能全面反映人类耳朵对声音频率的非 线性反应.

相对于而言，A计权声级度更能准确地反映人类耳朵对频率的反应.

对噪声的评价一般采用的 是A计权声级度指标叫 从表1中可以看出，百叶后方幕墙中部接收点声压大于两侧，最大点为5号监测点，最大总声压级为 90.4dB，A计算声压级在64dB左右.

参考《住宅设计规范》GB50096-2011中7.3条，起居室（厅）等效连续A声级不应大于45dB，且在建筑 设计中要求建筑幕墙的隔声量大于等于45dB.

因此本结果作为为在建筑外墙面处的室外噪声，室外噪声受 3
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 到幕墙、墙体的阻隔，会有较大的衰减，而且本文模拟中没有考虑声波在传播过程中发散及障碍物的阻挡 等作用.

所以考虑以上有利因素后，室内噪声等级能够满足办公楼使用要求.

3.5.2接收点噪声频谱分析 通过频谱分析可得到接收点R1~R9各点在各频率时的声压级以及1/3倍频程声压级分布情况.

图5和图6 为5号点的结果，从图中可以看出：各接收点声压频谱图排列密集且连续、平坦，未出现特定频段上的能 量集中，表明建筑周围未出现单频风致啸叫.

0 700e01 Prsn 1002 10ted 00 1(±(5 Awegies Densty 1te 20tedr 1.0erer te-94 1e043-04 Pe04 D64 er04 Frequency (Hz) (ZH) pueg enepO-C/1 e04 图5R5点声压级频域分布曲线 图6R5点A计权声压级频域分布曲线 3.6设计建议 基于以上数值模拟结果，对本项目提以下几点建筑设计建议： （1）百叶系统的百叶条间隔在满足建筑立面效果前提下，间距尽量均匀布置，减少突变和百叶条外 形避免尖角出现，线条流畅，以利于流场发展，减少激涡出现，从而减弱噪声源.

（2）本项目的百叶系统与幕墙之间的建筑功能为检修马道和阳台且间距较大，建议可进行绿化处理， 对噪声的传播起到阻挡和发散的作用，减小室内噪声.

（3）建议对幕墙采用较高的隔音技术措施，在幕墙上不设置常开启的门窗.

4结论 本文针对横琴发展大厦的百叶系统的典型布局，分别进行了常态风作用下的稳态流场噪声源模拟和非 稳态的气动噪声模拟分析，可以得到如下结论，并提出建筑设计建议.

（1）百叶系统周围的噪声源主要来自百叶形状本身引起的流动分离，并与百叶条间的间隔有关.

最 大声源功率级分布在第二百叶条.

（2）百叶后方墙面处中部接收点声压大于两侧，最大总声压级为90.4dB，A计算声压级在64dB左右.

考虑障碍物、幕墙隔音等有利因素，室内噪声等级满足办公楼使用要求.

（3）各接收点声压频谱图排列密集且连续、平坦，未出现特定频段上的能量集中，表明建筑周围未 出现单频风致啸叫.

参考文献 [1] Becker S kaltenbacher M Ali I. Aeroacoustic investigation of the flow around cylinder geometries - a benchmark test case[C]// 13th AIAA/CEAS Aeroacoustics conference (28th AIAA Aeroacoustics Conference). Rome Italy: AIAA Inc 2007. 1-14.AIAA-2007-3511. [2] Fluent A. 12.0/12.1 Documentation[J]. Users Guide Manual Ansys Inc 2009. [3]蒋国荣，王季清厅堂中总声压级的修正计算[J].应用声学，1998（17） [4]GB 50096-2011住宅设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2011.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 白云二期航站楼风洞试验及风压数值模拟研究 区彤，刘润富，张夏萍，谭坚 （1.广东省建筑设计研究院，广州510010；2广东省建筑科学研究院.

广州510500） 提要：广州白云机场二号航站楼屋盖属于大跨空间结构，且体型复杂，风荷载对其影响比较大，对其进行风洞 试验很有必要性.

同时，随着计算机的发展，计算流体力学数值模拟（CFD)在风工程中逐渐成为风洞试验的辅助 计算途径.

本文采用风洞模型试验和计算机数值模拟相结合的方法，对主航站楼屋盖的风荷载分布进行了系统研 究，为建筑结构设计提供有用的设计依据.

关键词：白云机场二号航站楼：复杂体型：风荷载：计算流体力学：风工程 1前言 新白云国际机场二号航站楼位于广州市花都区广州新白云国际机场，其南侧为已建成使用的一期航站 楼.

本工程包含白云机场二号航站楼主楼、指廊、主楼入口膜结构、交通中心GTC.

其中主楼、指廊属于 大跨空间屋盖，主楼平面大致呈矩形，屋盖结构采用预应力网架的形式，主楼入口雨棚为大跨膜结构，膜 面跨度18m，含指廊整体尺寸（含规划东西四指廊）约1080m×900m，主楼最大高度为43.5m，屋盖悬挑 长度约21米.

由于建筑屋盖具有大跨、曲面、大悬挑的特殊结构造型，对风具有很高敏感度的原因，风荷载成为此 类结构设计的主要控制荷载之一，因此须对建筑进行风洞试验，获取建筑的风致数据，为建筑结构的设计 提供重要的指导性依据.

另一方面，CFD数值模拟的快速发展，可方便的将建筑周围的流场可视化，同时 也使得抗风研究成本更低，效率更高.

在近十年，CFD数值模拟已经成为风洞试验很好的辅助手段.

图1白云机场俯瞰图 图2白云机场侧视图 本文针对新白云机场二号航站楼、指廊及交通中心GTC（由于GTC高度较主航站楼屋面低，数值模 拟中暂不考虑）采用风洞试验及CFD数值模拟两套方法对建筑的表面的风压分布进行研究，并通过比较 对CFD数值模应用于复杂造型建筑工程的可行性研究评价.

本文主要有两部分构成：（1）风洞试验，刚 性模型动态风压试验.

（2）经典CFD软件FLUENT对主航站楼部分进行平均风压的数值模拟.

2风洞试验
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 2.1试验设备和模型 风洞试验在广东省建筑科学研究院CGB-1大气边界层风洞内进行，采用了刚性模型多点同步测压试 验技术对模型立面及顶面上的风压时程进行测量.

模型的几何缩尺比为1:400.

试验采用我国建筑荷载规 范（GB50009-2012）中的B类风剖面.

模型在风洞中照片见图3.

本次试验0风向角定义为来流与指北向，以10为间隔逆时针旋转共测试了360°风向角范围内下的36 个工况，风洞试验风向角定义见图4.

-8 17 图3模型试验照片 图4模型方位与试验风向角 2.2实验数据处理 本次模型试验中各测点风压系数按下式计算： C=P-P =P-P (1) 式中，C是建筑物表面某测点i的风压，P为模型上测i的压力平均值，P.

和P分别为参考点处（本 试验为建筑高度43.5m处）的总压和静压平均值，P-P即参考点处来流平均风压，C为测点i的平均 风压与参考点处平均风压之比，称为风压系数平均值.

体型系数可由测点的平均风压系数计算得到 μe= (Z /h)²o (2) 其中μ均称为测点i处的体型系数，Z为测点i所处的高度，a为地貌粗糙度指数，B类地貌a取 0.16. 2.3实验数据分析 2.3.1结构整体风压分布特性 由于来流分离、濮涡脱落以及再附等因素，屋面风压分布较复杂，图5给出了正交风向下结构上表面 的平均风压系数云图分布.

从图中可以看出：①屋面以负压为主，局部因为气流淡涡回流，在屋面形成下压状态，但压力较小： ②在迎风屋面边缘附近出现了高负压区，且平均风压系数的变化梯度较大，在其他区域变化相对平缓，这 说明来流在迎风屋面前缘严重分离，180°风向下，指廊区域屋盖迎风边缘上表面平均风压系数达到1.7： ③由于自身形状较对称，屋面风压系数在0°及180°风向下也基本呈左右对称分布.

本建筑屋盖其他区域，如立面最大正压为迎风立面，最大负压出现在立面转角部位，数据结果与理论 分布符合.

根据测点的脉动风压系数可知迎风屋面边缘脉动风压较屋面中间部位大，一般平均风压较大的区域脉 动风压一般也较大，所以在结构设计时，要采取必要的构造措施，防止围护结构破坏，本项目风压不利区
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 域出现在指廊屋面边缘悬挑区域.

(a) 0° (b) 90° (a) 180° (b) 270° 图5屋盖表面风压系数分布 2.3.2典型区域体型系数分布 如图6所示，区域1为结构横向指廊，区域2为主楼屋盖，区域3为结构竖向指廊.

分别分析0°风 向下区域1和区域2的体型系数分布，90°风向下区域3的体型系数分布.

(a)区域1 (b)区域2 (c)区域3 图6屋盖典型区域示意图 图7和图9分别给出了区域1和2在0°风向下的体型系数分布，由图可知，区域1在迎风边缘上表 面体型系数达到了1.8，此处为悬挑区域，和下表面体型系数叠加后边缘体型系数可达到2.1，为结构体型 系数最不利的位置，其他指廊在对应风向下体型系数分布与其相似，呈阶梯状分布：区域2在迎风边缘体 型系数为1.2，小于区域1的迎风边缘体型系数，主要是由于交通中心GTC的遮挡，其悬挑底部为很小的 负压，叠加后体型系数为1.1，后部区域体型系数变化平缓，大面积的区域体型系数为0.4.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图70风向下区域1体型系数分布 图8区域3横截面图 10.0 图90°风向下区域2体型系数分布 图1090”风向下区域3体型系数分布 图8给出了区域3竖向指廊的横截面图，由图可知，屋面呈不规则的曲面形状，内侧为沿立面弧形过 渡至屋面，在顶部形成最高点后再向外侧延伸，从图10给出的体型系数分布图，屋面内侧圆弧边缘体型 系数较小，由于曲屋面最高点处气流分离较强烈，出现较大的负压，其最大体型系数可达到-1.4，外侧区 域气流渐趋平稳，故体型系数较为均匀地分布在-0.4~-0.6之间.

该体型系数分布符合其建筑造型特点.

其 余竖向指廊区域体型分布与此相似.

3CFD数值风洞模拟 3.1计算模型建立及网格划分 白云机场二期项目的屋盖由流线性曲面组成，由于曲面不是由特定的数学方程确定，因而提高了屋面 模型建立的难度.

为了能最大程度的模拟出屋面的建筑造型，同时又保证计算精度，本文采用犀牛软件进 行模型的初步建立实体模型.

犀牛软件建模，能使曲面的模拟精度大大提高.

完整的数值模型如图11(a).

(a)侧视图 (b)网格划分图 图11CFD计算模型
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 本模型采用TGIRD（立面体）单元进行网格划分，这是由于该单元能在容易满足网格划分的协调性的 同时，又能保证模拟计算的精度.

由于在建筑表面的风场比较复杂，本模型在建筑表面的一定范围内采用 了细网格划分，这样就能对建筑表面的风场进行更好的模拟，网格划分如图11(b)所示.

3.2边界条件设置 数值模拟的边界条件与风洞试验相同，边界范围取22Dx15Dx5H，其中D为建筑物的宽度或直径，H为 建筑物总高度.

计算模型放置与距离入口边界为7D的位置处.

入口边界：设置为速度入口（velocity-inlet），模拟B类大气边界层风剖面，采用Fluent提供的UDF编 程与Fluent作接口实现.

出口边界：设置为压力出口（presure-outlet），变量的梯度均为零（充分发展流动）.

计算域顶壁及侧壁边界：设置为滑移壁面.

建筑物壁面和地面：设置为无滑移壁面.

3.3计算结果分析以及与风洞试验对比 本文给出本建筑在典型风向角下三维风压系数分布图，具体如下列图示： (a)0度 (b) 180 度 (c) 90°和 270° 图12典型风向角下模拟计算风压系数 对比风洞试验、CFD数值模拟得到的风压系数云图，可知两种方法得到风压分布规律基本一致，指廊 部位最大风压系数出现位置及数值也基本一致.

由于数值模拟忽略了机场交通中心GTC，所以主楼悬挑部 位在迎风状态下CFD模拟数值大于风洞试验数值.

详细研究图13所示区域在各风向角下的平均风压系数.

图14给出了数值模拟和风洞试验分别得到的区 域平均风压系数随风向变化图，由试验结果数据可以看出，两种数据基本上都呈对称分布，虽然数值上存 在着一定误差，但总体的变化趋势是相符合，相一致，出现数值误差的原因一部分是因为网格的划分，因 为在负压区，气流激涡大小可以达到分米数量级，而在网格划分时只能达到米数量级，因此在选代过程中 存在着误差的积累，另一原因是数值模拟未考虑交通中心GTC的影响所致.

至于其他区域的数据，与试验

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某超高层建筑结构体系方案比选 包联进钱鹏陈建兴 （华东建筑设计研究院总院.

上海200002） 提要：本文以一400n高的超高层建筑为对象，假定风荷载，各体系的楼面布置、核心筒和竖向构件的总面积均相同的情况 下，比选了5种不同方案的外围结构体系.

首先，从结构抗侧的效率来评判各个方案的优劣，然后再结合建筑功能和立面要 求以及对施工速度和结构造价等指标对这5个方案综合进行了评定，最后给出了相对较优的两个结构方案.

关键词：结构选型，方案比选，结构效率，造价，楼面效率 1工程概况 本工程为一建筑方案竞赛项目，位于深圳福田区，建筑主要功能为办公和酒店，地上共86层，地下3 层，总建筑面积约为28.5万m².

建筑高度为400m，塔楼和核心筒平面形状均为正方形，底层平面尺寸分 别为54m×54m与27m×27m（如图1、2所示），塔楼高宽比约7.4，基本层高为4.5m.

VIP 5400O 图1建筑效果图 图2标准楼层平面图 本项目场地抗震设防烈度为7度，设计地震加速度0.1g，设计地震分组为第一组，场地类别为IⅢ类， 场地设计特征周期为0.45s.基本风压按50年重现期的基本风压值0.75kN/m²计算.

2结构选型 结构体系的选型必须基于安全、适用和经济的原则，同时需考虑结构抗侧刚度、抗震性能、重量和施 工可建性等问题的要求.

结合本项目特点，对于此类超高层建筑可采用的结构抗侧体系主要有：稀柱框架 -核心筒（带伸臀）、巨型框架-核心筒（带伸臂）、支撑桁架筒-核心筒、斜交网格-核心筒、筒中筒（框筒- √ 基金项目：“十二五*国家科技支撑计划课题（20128A07801) 作者箕合：包联进，（1971-)，男，工学硕土，教授级高级工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 核心筒）等结构体系.

结构内筒采用钢筋混凝土核心筒，与外围结构体系组合形成双重抗侧体系，共同 承担风荷载、地震作用等引起的水平剪力和倾覆弯矩.

为了简化分析，假定这5种结构的楼盖结构和核心筒的布置均保持不变，变化的是外围结构体系.

变 化时外筒的竖向构件及支撑在水平面内的投影面积总和均相同.

此外，前三种结构体系每隔15层设置一 道两层高的环形桁架，共6道：前两种体系每隔30层设置一道伸臂桁架，共3道.

不同体系的平立面布 置如图3所示： 1稀柱框架 2巨型框架 3支撑析架简 4框筒 5斜交网格 图3不同结构体系的外框平立面 以筒中筒为例，结构从底部向上主要构件的截面尺寸变化如下：柱子截面从1.8mx1.2m变化为 1.0mx0.8m，角柱面积取为中柱面积的两倍：外框梁截面从1500x500x30x40mm变化为1200x300x20x30m： 结构立面开洞率从40%变化为57%，核心筒墙厚度从1.0m变化为0.6m.

外框柱主要采用含钢率为6%的 SRC柱，混凝土采用C70，核心筒采用C60混凝土，框架梁采用Q345GI钢材.

3方案比选 对于结构方案的评价主要可以从结构效率的角度出发，采用楼面效率、单位面积重量、结构的周期、 顶点位移和底层柱轴向应力比等指标来衡量.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 整构件面积比楼层有效育积比 915% 本项日 长沙国金中心广州西塔 广州东塔 环球金融中心 图4国内类似工程楼面效率分析 本工程采用CSI的ETABS有限元软件对以上5种方案进行整体建模分析，模型嵌固端在土0.000.

计算 的结果表明，风荷载是本项目的主要控制工况，在50年风荷载作用下，除了前两种方案，其余3个方案 均满足结构规范层间位移角1/500限值的要求.

楼面效率是指扣除竖向构件后楼面实际可以使用的面积与楼面总面积之比.

图4给出本工程与国内类 似工程的底部楼层的楼面效率分析，可以看到本项目的楼面效率为91.1%，与其它已完成工程相当，说明 本工程的竖向构件面积处于合理区间内.

↓690 1-685 9.00 1.680 L673′ 8.00 7.96 7.96 (xw/1) 1.670 1.660 7.00 75 1.650 1.649 L646 6.00 1.640 s0 1.630 1620 3.00 1610 2.00 1.600 1.00 1.590 0.00 2-巨型概架1-稀柱 4-框岗5-斜交网格3-支撑架前 1-秘柱2-巨型框架4-枢筒5-剑交网格3-支撑聚 结构体系 结构体系 图5不同结构体系的单位面积质量对比 图6不同结构体系的基本周期对比 图5给出了不同方案结构单位面积的重量，巨型框架一核心筒体系最重，为16.9kN/m²：然后依次为 稀柱框架一核心筒，筒中筒，斜交网格一核心筒，最轻的是支撑桁架筒一核心筒体系，为16.2kN/m².

与 国内类似工程相比，这5种体系单位面积的结构重量均在合理范围之内，如表1所示.

总的来说，巨型框 架一核心筒体系每平米重量要多一些，支撑桁架筒一核心筒体系和斜交网格一核心筒体系用量最少.

表1国内类似工程单位面积质量分析时制 项目名称 结构体系 高度 设防烈度 基本风压 单位面积质量 (m) [度] (kN/m²) (t/m²) 本文项目 5种方案 400 7 0.75 1.62°1.68 广州西塔 斜交网格外筒-核心简 425 7 50 1.57 长沙国金中心 框架-核心筒-伸臂桁架 438 6 0.35 1.83 广州东塔 巨型框架-核心筒-伸臂桁架 530 7 5°0 1.85 环球金融中心 巨型支撑筒-核心筒-伸臂桁架 492 7 0.55 1.55
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 图6给出了5种结构方案的前三阶结构自振周期，平动周期与扭转周期最长的为方案1与2，框筒剧 中，斜交网格和支撑桁架筒最小.

斜交网格的扭转周期较支撑桁架筒要小，这说明这5种体系扭转刚度最 大的为斜交网格体系.

图7给出了在50年风荷载作用下，5种结构方案的顶点位移示意图.

变形由大到小的顺序与结构平动 周期的顺序相一致，从最大的702mm变化到最小的533mm.

这说明结构的抗侧刚度从小到大依次为：稀 柱，巨型框架，框筒，斜交网格和支撑桁架筒.

图8给了不同结构方案在规定水平力作用下底层外框筒承担的倾覆力矩比，最小的是稀柱框架体系， 59.4%，然后依次为巨柱框架、框简、支撑桁架筒，斜交网格体系最大为73%，最大比最小要高出约23%.

这反映了在各方案中，斜交网格筒的整体抗弯刚度最大，该结构体系的楼层平面变形最接近于平截面假定， 整体效率高.

800 800% 702 699 .673. 69.4% 73.0% 00 %00 力矩比例 59.4% 60.3% 64.3% 600 533 60.0% 500 50.0% 项点位移（ 40 40.0% 300 30.0% 200 20.0% 00 10.0% 0.0% 1秘柱2-巨型框架4-枢院 1秘柱2-巨型框架4-枢筒3支撑和规筒5-斜之网格 结构体系 结构体系 图7不同结构体系的顶点位移对比 图8不同结构体系的底层外框筒承担的倾力矩对比 图9，10分别给出了风荷载作用下，腹板框架与翼缘框架底层柱相对应力比（取为各柱由轴力产生的 正应力与相应角柱正应力之比值）沿的示意图，横坐标为各根的位置.

由图可知，对于腹板框架，除了框 筒结构外有较大的剪力滞后外，其它体系的各柱的相对应力比的连线接近直线，所以剪力滞后现象不明显.

相对于腹板框架，则翼缘框架的剪力滞后现则比较明显.

剪力滞后最大的是框筒结构，其中柱的相对应力 比只有0.56.

其次，稀柱框架体系，由于伸臂与环形桁架的带动作用，翼缘中柱的相对应力比为0.76，较 框筒提高了36%.

再次是斜交网格，由于斜杆的作用，结构的整体性好，中柱的相对应力比为0.82，整个 结构抗侧效率较高.

而对巨型框架与桁架支撑筒体系，由于只有两根柱，该图不能反映柱的剪力滞后.

1.5 1.2 相对应力比 0.5 0.8 06 0.5 一任一姓心院 0.4 → 0.2 交网格-核 →-共七 -1.5 新交网-核心简 10 02 30 40 50 60 10 20 30 40 50 60 柱位置(m) 柱位置（m） 图9腹板“框架”底层柱轴力相对值比较 图10翼缘“框架”底层柱轴力相对值比较 综合以上各项指标，即从结构抗侧效率来评判结构体系的优劣依次为：3-支撑桁架筒>5-斜交网格>4- 框筒>2-巨型框架>1-稀柱框架.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 综合评价 在进行方案比较时，除了从结构效率的角度来评价结构方案的优劣之外，还要综合考虑是否能够很好 的满足建筑的使用功能和立面要求，对施工的速度和结构造价的影响.

因此，表2从结构造价，施工难度、 周期以及对建筑的影响三个方面给出各个方案的劣势.

表2各方案的劣势 结构方案 体系劣势 结构效率低，造价较高： 1稀柱框架-核心简 伸臂析架层影响建筑布置、施工周期长： 芯简刚度需求增加.

2巨型框架-核心简 巨柱截面大，影响局部建筑功能： 伸臂析架层影响建筑布置、施工周期长.

巨柱截面大，影响局部建筑功能： 3布架支撑筒-核心简 立面有斜撑，室内效果差： 施工周期长.

4框筒-核心简 立面开润率影响室内采光： 柱网基本固定，低区建筑大开洞需要结构转换.

5斜交网格-核心简 立面有斜撑，室内效果差： 节点施工复杂，施工周期长.

由表2可以看到，每种方案都有其不足之处.

为了综合评价这5种方案，表3按照结构效率、结构造 价、建筑的影响和施工速度这4个指标对这个5个方案进行综合打分，其中A表示最优，C-表示最差.

表3各方案的综合比较 方案 结构效率 结构造价 建筑使用功能、 施工难度 立面效果 与速度 综合评价 1稀柱框架-核心筒 c B A B B 2巨型框架-核心筒 A- A- A B A- 3布架支撑筒-核心筒 A B B B B 4框筒-核心筒 A- A- A- A A- 5斜交网格-核心筒 A B C c B- 从表4的分析结果看：框筒-核心筒与巨型框架-核心筒是相对较优的两个方案，其次分别为桁架支撑筒 -核心筒与稀柱框架-核心筒，最差为斜交网格-核心筒.

5结语 本文以一400m高的超高层建筑为对象，假定相同风荷载、楼面布置、核心筒和竖向构件的总面积， 比选了5种不同方案的外围结构体系.

若从结构抗侧的效率来评判各方案的优劣依次为：3-支撑桁架筒>5- 斜交网格>4-框筒>2-巨型框架>1-稀柱框架.

若综合考虑施工速度、结构造价从及对建筑的使用功能和 立面要求的影响，本文认为较优的结构方案为筒中筒与巨型框架-核心筒体系.

本文在方案比选时，为了突出不同结构体系对结构抗侧效率影响，对荷载的大小、内外筒刚度的协调 5

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、
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 各层结构布置图见图3-1~4. 11.06 州性 9.50 5.90) 009 1. 20 并6 图3-1异形体示意图 图3-2二层结构平面布置图 图3-3三层结构平面布置图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图3-4屋面结构平面布置图 4异形体结构设计的主要内容 1.框架柱、剪力墙自下而上双向倾斜，框架柱、剪力墙的轴力有水平分量，使得框架梁、楼板除承受 外荷载水平力外，还要承受额外的水平力，即框架柱、剪力墙轴力的水平分量，结构设计时需要采用合理 的有限元计算模型分析其受力特点，再根据计算结果进行施工图设计，以满足承载力及变形的要求： 2.两个异形体之间最大距离将近18.0m，最大悬挑6.5m，除异形体外，均为无柱空间，需要进行结构 的舒适度分析.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5.2.小震及风荷载下结构弹性分析结果 场地的抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g，设计地震分组为第一组，建筑场地类 别为Ⅲ类，场地特征周期值为0.45s.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2、基础与地下室设计 工程场地地形呈台阶状，中间高，四周低，整体呈南高北低的地势.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 的失稳、倒塌：③最小基底剪力（剪重比）.

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.

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
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 以昆明西山万达项目为例，介绍一下单元式幕墙的插接节点连接.

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
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 需要说明的是，单元体幕墙竖向变形预留间隙，是完全用于适应单元体幕墙安装后的各单元体板块间 的竖向变形差，而不是用于调节主体结构本身的施工误差.

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
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 共布置4根角柱SC2，设置6个外伸臂桁架加强区，同时在机电层和避难层分别设置两层高的九道环带析 架，把巨柱连接起来.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3U 图2总平面图 2结构设计关键问题 2.1主要特点 本项目首层层高为7.45m，二层层高为4.20m，其上为标准层，层高均为3.60m.图3所示为底部三个 典型楼层的平面图，由图中可以发现如下几个特点： （a）首层项 （b）二层顶 （c）三层项（标准层） 图3典型楼层结构平面图 （1）平面尺寸较为狭长.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 弹塑性分析提供了方便实用的工具.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 是一个较好的选择.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 纵筋配筋通过方钢管截面模拟，只考虑轴向作用，类似于Abaqus等效钢筋的方法.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 材层，对单元刚度与强度均有贡献，沿厚度方向变形满足平截面假定，不考虑粘接滑移影响.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 下2层3.7m，地下3层3.7m，地下三层底板顶建筑标高为-13.40m.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.结构性能目标 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010)第3.3.1条的规定，1#、2#写字楼结构高度超过 A级钢筋混凝土框架-核心筒结构房屋适用的最大高度100m，为超限高层建筑，需进行结构抗震设防专项 审查.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2结构计算结果比较 计算软件 SATVE PMSAP 方向 X向 Y向 X向 Y向 基底剪力（kN） 37145 40017 36554 39282 剪重比 3. 68% 3. 97% 3.65% 3. 92% 地震作用下 1/914 1/1000 最大层间位移角 1/891 1/972 地震作用下 最大层间位移比 1.05 1. 31 1. 08 1. 32 有效质量参与系数 99. 5% 99 92% 97.7% 97. 3% T1 2.8538 2. 9045 周期（s） ↑2 2.6267 2. 6776 T3 1. 9492 2. 0245 PMSAP和SATTE的主要计算结果基本一致，计算结果表明： （1）结构楼层质量分布均匀，扭转效应较小.

（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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 Y向复核（双向波输入） 波号 主波名 Vy (kN) 与反应谱比值 校核 1 usera (人工 1) 38556. 6 0.96 符合要求 2 userb (人工 1) 45036. 5 1. 13 符合要求 3 userc (ag050_063_1_h1、2) (天然 1) 54456. 2 1. 36 基本符合要求 4 userd(ag050_063_2_h1、2) (天然 2) 39477. 1 0. 99 符合要求 5 usere (ag050_063_3_h1、2) (天然 3) 46265. 9 1. 16 符合要求 6 userf (ag050_063_4_h1、2) (天然 4) 47309. 7 1. 18 符合要求 7 userg (ag050_063_5_h1、2)(天然 5) 37146. 9 0.93 符合要求 平均值 43415. 9 1. 08 符合要求 根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）第5.1.2条第3款规定：每条时程曲线计算所得结构底 部剪力不应小于振型分解反应谱法计算结果的65%，不大于135%，多条时程曲线计算结果的平均值不应小 于振型分解反应谱法计算结果的80%，不大于120%.

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：

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 图1建筑立面图 图2结构标准层平面图 3地震波的选取 按照抗规要求，罕遇地震弹塑性时程分析所选用一组人工波（RGB）和两组天然波（H115和C048） 进行弹塑性时程分析，分析中地震波按双向地震输入，双向地震输入的地震波峰值比分别为X：Y=1:0.85 和X：Y=0.85:1，地震波主方向峰值220gal，持续时间都为30s.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 混凝土采用塑性损伤破坏模型，该模型可以分析存在微裂缝和微空洞的有损伤材料，以及这些损伤的 扩展与演变，直至宏观破坏形成的全过程，其特点是：以损伤系数作为构件进入塑性及破坏程度的判断标 志，能够考虑地震作用过程中循环荷载作用下的裂缝闭合所引起的刚度恢复效应，是目前有限元软件中较 为理想的一种模型.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 4.2.3模型中的阻尼 结构动力时程分析过程中，阻尼取值对结构动力反应的幅值有比较大的影响.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 连梁 抗弯满足CP性能水准：允许少部分抗剪屈服 转换层楼板（2、3、4和22层） 没有出现大面积刚度退化大于0.7的部位，钢筋塑性应变小于 0.01 其他楼层楼板 允许弹型性变形，钢筋塑性应变小于0.02 5分析结果 5.1结构弹性与弹塑性分析结果对比 为了能更好了解结构进入塑性状态后整体变形情况，对结构在人工波作用下（X向为主方向输入）的 弹性与弹塑性整体指标进行对比，结果见图8至图10.

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）

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2建筑标准层平面图 图 3 建筑立面图 图4建筑创面图 2结构设计基本情况 2.1结构材料和主要构件尺寸 结构材料和主要构件尺寸见下表1.

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