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
第二十三届全国部层递辩学术会议论文 24年 从整体计算结果（表2）可以看出，各软件计算的结构总质量、剪重比比较接近，满足现行规范的 要求.

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
第二十三届全国层建档学术会议论文2M4年 照0.2Va和1.5Vsmax二者的较小值进行调整，并按两模型包络值进行配筋设计.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （2）通过对12个实际工程的受拉情况进行统计发现，当最大拉应力比小于1.0时，拉应力比超0.5 的剪力墙分布在12层，也就是底部加强部位，由于该部位较好的延性和强度，因此间题不大.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2首层剪力墙拉力和型钢面积 墙肤编号 拉力（kN） 抗拉配筋面积（mm2） 暗柱钢筋面积（mm2） 型钢面积（mm2）拉应力比/ftk V1 10811 7056 31337 3.2 V2 5401 15657 7056 7829 2.5 V3 16658 48285 7056 16095 2.4 V4 16871 48903 7056 24451 2.8 3.2计算假设和地震波输入 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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 三种计算模型的中上部楼层的剪力和层间位移角基本一样.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 态，没有出现屈服.

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.

除加载区域附近外，

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 单元的应力、面积：、A为第j个钢筋单元的应力、面积：、A为第k个型钢单元的应力、面 积：x、y 一第i个混凝土单元的重心到y轴、x轴的距离：x、y 为第j个钢筋单元的重心到y轴、 x轴的距离：x、y为第j个型钢单元的重心到y轴、x轴的距离： ekak ajAa Asj <4 （a）截面、配筋及其单元划分（b）应变分布 （c）应力分布 图1任意截面构件正截面承载力计算示意图 3SRCTRACT主要功能及特点 本程序主要分为4个基本模块，截面输入模块、材料输入模块、计算分析模块和后处理模块，提供验 算剪力墙、柱、梁、板等构件的PM、MM和Mo承载力极限值，包括钢板剪力墙、异形剪力墙、型钢 混凝土柱、叠合柱、T形梁、空心楼板等特殊构件验算，程序界面简单直观，操作方便，如图2所示. 3.1计算主要流程 （1）按材料离散截面单元： （2）给定中和轴高度”，按固定增量调整？ ： (3）计算中和轴的截面极限转角： （4）根据截面极限转角计算每个单元的应力、应变，然后通过式（1）～（3）计算相应的轴力、弯矩 的承载极限： （5）改变”，重复步骤（3）和（4）计算，直至遍历的”值： （6）整理加载过程的轴力、弯矩、转角的承载极限值，便可得到构件正截面承载能力曲线. 树科名称 C80 代马皮标准（）50.2 区度试计值（W）35.9 体性量 (Fa) SMALR 0.002 38000 0.0033 (H) 图2程序主界面 图3材料输入 3.2建模和材料输入 程序截面输入模块基本覆盖了常用的截面形式模板，用户可选择模板进行自由组合，亦可通过模板属 性调整已建成模型：对于特殊形式截面可采用自定义截面功能菜单，可通过输入截面坐标或绘制截面外轮 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 廊线快速建模. 程序通过捕捉保护层与核心区混凝土边界线布置钢筋，保证钢筋与该边线相切，使得保护 层厚度精准：单元以矩形单元划分，并在钢筋位置与型钢位置进行细分，保证单元剖分精度足够：可 采用默认的网格参数生成网格，同时提供自定义网格参数功能，生成网格时系统自动减去混凝土、钢筋和 型钢各自的重叠部分：型钢可通过定义形心坐标的方式准确定位，或将型钢布置在任意位置后通过拖动型 钢截面，捕捉形心或节点拖动型钢截面到混凝土截面中. 常用的混凝土、钢筋和型钢本构关系程序自动给出，用户只需选中使用即可，如图3所示：用户也可 自定义材料本构关系，方便验算特殊材料构件. 3.3计算分析及结果输出 控制计算分析精度的参数开放给工程师填写，如图4所示. 程序根据截面尺寸自动生成默认剖分尺寸， 用户亦可根据需求自行调整精度相关参数. WIS agudo 控制值息 自宝义格尺寸 土前分尺寸m）：9 料使用标准值 型明分尺寸m 0 料使用设计值○ 昌示生成的网 加致角误差限： 重然消 图4精度控参数 图5后处理界面 完成计算分析后，程序提供PM、MM和M9验算结果，截面信息和结果数据均可在操作界面上查 看，并可自动生成word、cxcel格式完整验算报告，程序计算输出界面如图5所示. 为了方便快速批量建 模，程序将模型文件数据格式化，用户可文本编辑后重新导入即可完成建模过程，文本格式范例见图6. 采用SRCTRACT进行复杂截面组合构件承载力验算，通常比采用XTRACT计算的效率高出一倍以上， 大幅度提高工作效率. ete 4.06 1.0 RAEC 18 图6文本格式 图7三维计算模型 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4SRCTRACT程序在工程中应用 某超高层框架核心筒结构，总建筑面积约15万m2，地面以下8.6万m2，主塔楼66层，建筑总高度 300m，三维计算模型见图7. 本工程超B级高度，超限分析时关键部位剪力墙需进行正截面验算. 本文以 首层为例，核心简墙肢的编号见图8，取W1墙验算，其型钢及钢筋布置见图9. 图10、图11分别为W1 墙的P-Mx、P-My验算结果. 从图中可以看出，中震下构件各组合内力均在构件的极限承载力范围内，构 件满足要求：计算结果表明，本程序与XTRACT的计算结果基本一致. 用 图8首层构件编号 图9W1模型示意图 140 X1EM1 1M tese xskx mi -1000-290-100 een DX -15000 MRN m) x 图10V1墙P-xx正截面承载力验算 图11V1墙P-Myy正截面承载力验算 6总结 本文介绍了任意截面构件正截面承载力验算软件SRCTRACT，具有建模高效、求解快速以及后处理 方便的特点，作为一款自主研发的构件验算软件，经受多个工程的检验，并与国外软件XTRACT进行对 比，结果基本一致. SRCTRACT软件可作为工程师进行复杂构件截面验算的一种手段. 参考文献 [1]GB 50010-2010，混凝土结构设计规范[S]北京：中国建筑工业出版社，2010 [2]GB 50017-2003，钢结构技术规范[S]北京：中国建筑工业出版社，2010

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 境800~500，柱 18层以上外简右侧取消部分Y向剪力 广州金融城 框架-核 174.6 43 1400*1800~ 境柱C80~ 墙：30层以上外简左侧取消部分Y向 005地块 心筒 00510001 C40 梁板C30 剪力墙：下部采用型钢混凝土柱，上 部采用混凝土柱 广州华南国 框架一核 境1000~800，柱 瑜柱C70~ 17层以上取消部分X向剪力墙：47 际港航中心 心筒 248.5 52 1400*28~1100*28 C50.梁板C40 层以上楼层采用悬挂结构：采用钢管 混凝土柱 广州金融城 框架-核 175. 2 40 境700~500，柱 瑜柱C65~ 21层以上外筒右侧取消部分Y向剪力 绿地中心 心筒 1200*28~900*20 C40.梁板C35 墙：采用钢管混凝土柱 广州城际中 框架-核 172. 4 39 境700~400，柱 瑜柱C60~ 下部采用钢管混凝土柱，上部采用混 心 心筒 1200*30~800*800 C40 梁板C30 凝土柱 沈阳华强1栋 钢框架- 299. 7 70 境1200~400，柱 境柱060~ 14层、28层和42层加强层设置腰桁 核心简 1400*40~800*20 C40.梁板C30 架：采用钢管混凝土柱 框架-双 境800~400.柱 沈阳华强3栋 183. 3 53 1800*1800~ 境柱C60~ 框支柱与剪力墙用斜墙过渡，避免用 核心简 1000*1000 C45 梁板C30 大梁转换：采用型钢混凝土柱 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 图1三维计算模型 23层以上墙取消 左18层和右30层以上取消 17层以上墙取消.

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，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 并且不考虑材料的强度损失.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 剪力墙剪切破坏，楼层为13-16 两侧出现剪切破坏.2938层筒内剪力墙 震下，29层钢筋出现屈服，导致剪切 层和第23-28层：16层和29层 发生剪切破坏：剪力墙受压损伤主要在 破坏范围进一步扩大.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 从表3可知，结构破坏时的层间位移角在1/66至119之间.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2消能减震设计与隔震设计方案比选 本工程属乙类建筑，对抗震安全性和使用功能有较高要求，故需采用消能减震或隔震设计.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 置设置，本工程在X向、Y向分别布置延性消能剪力墙且上下层连续如图3所示.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 重比5.80%，Y向剪力42980.1kN，剪重比6.20%.

，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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 18 18 16 ACC-x 16 ACC-Y TRB1X TR81Y TRB2X TR82Y 14 GB50011-2010 14 G850011-2010 12 12 10 楼层 10 0.005 0.01 0.015 0.005 0.01 0.015 x向最大层间位移角 Y向最大层同位移角 图6 4.3.3结构底部剪力及剪重比 表2（罕遇地震时程分析底部剪力对比表） 地震波输入 x向 地震波输入 Y向 Vx (kN) 剪重比 Yy (kN) 剪重比 X向第一条天然波主向 298074. 7 0. 33 Y向第一条天然波主向 383467. 37 0. 42 X向第二条天然波主向 309839. 57 0.34 Y向第二条天然波主向 315591. 6 0.35 X向人工波主向 182475. 5 0.20 Y向人工波主向 167008. 14 0. 18 图7分别给出了X和Y方向地震波输入下各层结构的层剪力及倾覆弯矩的分布示意图.

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)

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 1.2.2设计嵌固端与力学嵌固端的关系 规范中对于设计嵌固端的判断是为方便上下部结构分别计算面提出的，即在满足规范提出的一系列 设计控制要求以后，允许设计人员将结构从嵌固端处切开，切开后的上部结构底部嵌固端即按力学嵌固 增进行计算.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 层不是地上一层，同样建议补充地上一层的计算指标进行包络控制.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 软件设有选项可以控制是否放大嵌固部位框架梁组合内力.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 本工程设计使用年限为50年，抗震设防烈度为7度，抗震设防类别属乙类建筑.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 递给环形桁架和巨型柱，同时提供部分抗侧刚度，增大周边框架的抗侧能力.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 Dc 图1计算模型简图 根据核心筒和水平加强层相交处转角位移协调条件，可求出加强层作用于核心筒处的约束弯矩，通 过图乘法求出加强层处附加约束弯矩和顶点位移，即叫（以均布荷载为例）： SHFM =0 (1) [(1-5） 1-5 1-5 ... 1- 1-5 x(1-5) 1-5 ... 1-5 1-5 1-5 x(1-5 ) 1-5 (2） : : : 1-5 1-5 1-5. 1-5 1-5 (1-) qH (-） (1-) (1-）” 6E.1 (3) 2 E.I.. dEA （4） B 12(1α) (5) 2E 1 α= dEA (6) β= EId (7) EIH 式中：α为核心筒与外框架柱的刚度比，β为核心筒和伸臂的线刚度比，入为一个无量纲参数，它 是一个代表均匀框筒结构与加强层构件的组合特征参数，号为结构相对高度（自顶层往下），EI为核 取伸臂桁架的一个单元为例，如图2所示：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 △FN 图2伸臂析架单元计算模型 通过受力分析可知外框柱的轴力增加量可由支撑的轴力近似得到，且外框柱轴力增加量与加强层处 附加弯矩大小有关，即： △F=F sinα (8) △F M (9) 由上式可知支撑轴力F与伸臂加强层变形后的角度和加强层处附加弯矩有关，相关学者研究表明当 加强层大于3层后，总附加弯矩基本保持不变，本文以布置4道加强层为例，分析在最大程度增加外框 柱轴力减少核心筒倾覆弯矩时，支撑轴力最小的加强层布置.

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：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1方案1相关结果 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 8.49 8.34 3.92 1/463（60层） 1/477(60层) 1.36% 1.32% 1.27 1.28 结构第一第二周期均为平动周期，且两者较接近，周期比（T3/T1）为0.46，远小于0.85.

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：

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 1工程概况及阻尼器的布置 新疆某医学院，为框架-剪力墙结构，地上12层（加上出屋面2层，共14层），地下1层，以抗震缝 分割为左、右两部分，本文对右侧部分进行分析.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2结构分析模型 模型建立如图2所示，右区建筑的ETABS模型计算的结构总质量为15030t，弹塑性动力模型计算的 结构总质量为15817t.综上，通过两个模型各模态周期、质量的对比，可见两个模型的相应数据基本相同， 差别很小，故所建立的弹塑性动力模型符合要求.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 6000 60000 40000 40000 20000 20000 0 -20000 -20000 40000 .震前 40000 -60000 减震前 60000 时间s 减票后 时间/s 减后 图6x向人工波作用下首层剪力时程 图7y向人工波作用下首层剪力时程 6000 60000 4000 40000 2000 20000 0 勇 0 2000 20 200000 4000 减震前 江 40000 -6000 00009- 减震前 时间/s 减震后 时间/s 减震后 图8x向天然波1作用下首层剪力时程 图9y向天然波1作用下首层剪力时程 60000 60000 40000 40000 20000 20000 剪 0 剪 0 -20000 -20000 40000 减震前 -40000 减震前 -60000 时间/s -60000 减震后 时间/s 减震后 图10x向天然波2作用下首层剪力时程 图11y向天然波2作用下首层剪力时程 由图6~图11可知，加设黏滞阻尼器后，首层剪力均有不同程度的减小.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 为3.26%，最大可达13%.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 易损性组为对地震损伤具有相似敏感性和相似后果的一类构件，如混凝土外挂板、装饰玻璃、天花 板吊顶、石膏板、照明吊灯等.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 进行加权.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 本工程桩型采用冲孔灌注桩，桩径为900mm（1#桩）.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.6变形调节装置支承刚度的计算 变形调节装置用于实现端承型桩基桩土共同作用时，其支承刚度的大小可按照下式计算： A'k k. (2) 式中：一地基土分担荷载的比例系数： 一桩基础分担荷载的比例系数： A-桩土其同作用时，与每根桩协同工作的地基土面积的平均值，A=An： &一单位面积地基土的支承刚度，近似等于地基土的基床系数： &一设置变形调节装置的基桩复合支承刚度，由基桩支承刚度k和变形调节装置支承刚度k串联面 成，当基桩为嵌岩瑞承桩时，k=k.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 本工程采用现浇砼框架剪力墙结构体系，楼盖采用砼现浇梁板式结构布置.

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%
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表5结构的侧向位移计算结果 结构响应 SATVE MIDAS 地震作用 风作用 地震作用 风作用 最大层间位移角 X向 1/2427 1/4864 1/2814 1/28668 Y向 1/1611 1/5505 1/1825 1/13241 最大层间位移 X向 1.43 1. 08 1.46 1.04 平均层间位移 Y向 1.29 1. 10 1.48 1.24 以上结果均满足规范要求限值.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 下楼板弹性.

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

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 弹性及弹塑性时程分析地震波有效选取方法 杨志勇，王雁昆，黄吉锋 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司PKPM设计软件事业部北京100013） [摘要]以工程实例说明弹性及弹塑性时程分析地震波选取的重要性：从“统计意义上相符”和“基底剪力的 下限要求*等角度探讨了弹性时程分析选择地震波的基本原则和实际工程应用注意事项：通过基本理论分析和 工程实例说明了如何利用位移谱在进行弹塑性时程分析时有效选取地震波.

[关键词]弹性时程分析，弹塑性时程分析，地震波选取，反应谱，位移谱 1引言 正确选取地震波是保障建筑结构弹性、弹塑性时程分析有效性的重要因素，但设计人员在实际选取 地震波时往往具有很大的随意性，甚至存在刻意筛选响应较小地震波的现象.

本文将从提高结构抗震安 全性角度探讨地震波正确选取方法，以避免弹性、弹塑性时程分析流于形式，并为地震波的正确选取提 供一些理论参考.

2弹性及弹塑性时程分析在结构设计中的必要性 对于“小震”弹性阶段抗震设计而言，振型分解反应谱方法是现阶段的主流方法.

该方法依据规范 规定的反应谱，在结构模态空间内得到各振型所对应的地震响应，进而采用CQC等组合方法进行振型 叠加得到结构的最终地震响应.

其中规范所规定的反应谱是由数百条地震波通过概率平均化和平滑化后 得到，且CQC振型组合方法也是基于平稳随机过程的概率保证方法，所以振型分解反应谱方法可以从 率意义上保证大多数结构地震响应计算足够保守.

但对于复杂高层建筑结构等一些特殊情况，该方法 可能出现计算结果偏于不安全的个别现象，所以要选取多条实际或人造地震波进行附加弹性时程分析， 以进一步保证结构的安全.

对于“大震”弹塑性阶段抗震分析而言，由于非线性问题的特殊性，目前阶段尚无法找到一种类似 于弹性阶段振型分解反应谱方法的，基于率的，可以应用振型解耦和叠加原理的，漂亮且简化的分析 方法.

虽然学术界近年来在基于性能设计的PushOver方法等方面有所进展，但选取多条地震波进行弹塑 性时程分析仍然是目前阶段保证结构“大震不倒”的主流分析方法.

从图1、图2可以看出，无论是弹性阶段还是弹塑性阶段，结构在不同地震波（指峰值相同、特征 周期相同但波形不同的地震波）作用下的响应差别很大，因此正确地选取地震波对于保证结构安全十分 重要.

作者簧介：杨志勇（1974），男，博士，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 QTGOCS 40 TH3TG065 se THATG065 1 15 15 10 DQTG065 OTGO65 THTG065 5000 100000 150000 0 1/1000 1/500 3/10001/250 1/200 图1某结构弹性时程分析楼层剪力、最大层间位移角结果（7度大震） 40 TH2TG065 5 S909EHL **** TH4TG065 5 75 10 OTGO6S TGTG065 20000 40000 00009 80000 10000 1/00 1/00 s/1000 1/250 0/ 图2某结构弹塑性时程分析楼层剪力、最大层间位移角结果（7度大震） 3弹性时程分析相关规范条文及地震波有效选取方法 2（JGJ3-2010，以下简称“高规"）等规范均将弹性时程分析定位为补充的弹性阶段变形验算和承载力 设计方法，即通过选取多条地震波进行弹性阶段时程分析得到结构的楼层位移、层间位移角以及楼层剪 力，并进一步将振型分解反应谱方法的响应与之比较和做相应调整来附加保证结构的安全.

如下几方面 的规范规定需要正确地理解和有效实现： 3.1何种结构应进行弹性时程分析 “抗规”第5.1.2条第3点和“高规”第4.3.4条第3点规定了应进行弹性时程分析的结构形式，按 照规范规定，大量的高层建筑结构，如多塔、错层、刚度或质量突变、有转换层、有加强层、连体、甲 类、超过一定高度等建筑均需进行补充的弹性时程分析计算.

3.2正确选取地震波 不同地震波作用下结构响应差别很大，这种现象一般被称为地震波的“离散性”，这也是基于率的 方法的重要原因.

条第3点和“高规”第4.3.5条第4点的规定，至少要选取三组地震波响应的包络值或七组地震波响应的 平均值与反应谱计算结果取较大值.

选取地震波有两个主要原则，第一个选波原则是“统计意义上相符”，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2 2014年 义上相符”，规范条文说明解释“在统计意义上相符”指的是“多组时程波的平均地震影响系数曲线与振 型分解反应谱法所用的地震影响系数曲线相比，在对应于结构主要振型的周期点上相差不大于20%”.

通过大量的工程算例研究发现，这一原则对于人工波基本可以做到，但对天然波或多震波的平均值均很 难做到，如图3、图4所示.

为了最大程度地满足规范这一基本选波原则，本文建议在基本振型满足上 述规定前提下，所选择地震波反应谱比较饱满的“平台段”终止位置要尽量与结构的特征周期T：相符.

第二个选波原则是“基底剪力的下限要求”，即“弹性时程分析时，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%，多条时程曲线计算所得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%”.这一规定对于地震波的合理选取十分重要，从结构响应的工程意 义角度保证了弹性时程分析方法的有效性.

本文建议在弹性时程分析时一定遵守该原则，如果从结构特 征周期所对应的地震波库里无法选取到足够数量的符合这一原则的地震波，可以从相邻特征周期里选取 地震波，这种做法具备足够的合理性.

本文不建议简单地放大地震波的峰值加速度以满足“基底剪力的 下限要求”，因为从原理上看，此方法是放大了所设计结构的设防烈度，并不符合规范本意.

100% %01 %08 人工波2 30% 人工技1 人 人工波4 60% 40% 20% 10% 图3天然波反应谱与规范反应谱差值 图4人工波反应谱与规范反应谱差值 3.3如何正确应用弹性时程分析结果 结果宜取时程法的包络值和振型分解反应谱法的较大值：当取七组及七组以上的时程曲线时，计算结果 可取时程法的平均值和振型分解反应谱法的较大值”.

对于如何取时程法与反应谱法的“较大值”，规范没有详细规定，一般可以有两种思路执行这一规定.

第一种思路是将弹性时程分析方法得到的多波平均响应与振型分解反应谱方法得到的结构响应均作为地 震作用工况，并进行结构的配筋计算或验算.

这种做法存在一定缺陷，因为弹性时程分析方法得到的构 件包络内力具有不同时性，例如柱的包络弯矩和包络轴力产生的时刻一般不同，如果用于压弯构件配筋 将在某些情况下出现配筋结果偏于不安全或过于保守的情况，而且此方法实现起来也较为繁复.

第二种 思路是依据弹性时程分析方法得到的结构响应直接放大振型分解反应谱计算时的地震力，与此相应，结 构的位移、构件内力和配筋均会相应地增大，这也是工程设计中通常采用的方法，SATWE软件中的“全 楼地震力放大系数”可以实现这种做法.

具体实现是首先进行弹性时程分析，如果多波的包络（或平均） 楼层位移曲线及平均层间位移角曲线超过了反应谱方法（CQC）响应曲线，则将“全楼地震力放大系数” 放大相应的倍数，直到反应谱方法（CQC）响应曲线包住了三条（七条）地震波弹性时程分析包络（平 均）响应曲线为止，此时即满足了规范取“较大值”的要求.

需要注意的是，如果出现了需要放大“全楼地震力放大系数”的情况，而多条地震波弹性时程分析 楼层位移和层间位移角曲线只有部分楼层超过反应谱方法（CQC）响应曲线，建议可以酌情考虑只在局 部楼层采用放大“全楼地震力放大系数”后的配筋结果，其他楼层不必采用，这样可以避免全楼地震作 用放大后所造成的配筋量不必要的增加，如果采用SATWE软件的V2.2版本，用户则可以利用其中的 “地震内力逐塔块调整”的功能来考虑弹性时程对结构设计的附加影响，这样操作起来更为方便，可以 避免设计结果的手工合并过程.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4弹塑性时程分析时利用位移谱有效选取地震波 罕遇地震弹塑性分析方法一般可以归结为三类，第一类是以大震弹性计算为基础，通过弹塑性位移 谱修正得到结构大震弹塑性响应：第二类是基于能力谱方法，在基于性能设计中应用较多的静力推覆分 析（PUSHOVER）方法：第三类方法是弹塑性时程分析方法.

“抗规”5.1.2条第4点、5.5节和“高规” 第3.7.4条、第3.7.5条第4.3.5条第3点、第5.1.13条第3点等规范条文主要对后两类方法进行了规定.

由于弹塑性时程分析方法的前提和假定相对较少，所以目前仍是罕遇地震分析的主流方法.

与弹性时程分析方法一样，选取不同的地震波对计算结果影响很大：而且从实际工程应用可以看出， 的弹塑性动力分析地震波选取原则.

文献[3]对建筑结构罕遇地震响应与地震波位移谱关系进行了研究， 也为实际工程弹塑性时程分析正确选取地震波提供了可行思路.

文献[1]规定的9度罕遇地震影响系数曲线如图5所示（阻尼比{=0.05、特征周期Tg=0.45s），其所 对应的位移谱如图6所示.

从图6可以看出，对于单质点体系而言，依据“抗规”的大震地震影响系数 曲线，结构的位移响应随结构周期的增长而增大，即随着结构发展弹塑性后刚度减弱、周期延长，弹塑 性大震位移应该大于弹性大震位移，且弹塑性层间位移增大系数在1.3～2.2之间.

而文献[3]的研究发现， 使用实际天然波进行罕遇地震弹塑性时程分析时，往往出现不符合这一规律的现象.

1.6 2.5 32 2 数 规范反应谱对应位移谱 0.5 地 0 n 9 2.5 规范反应谱对应位移谱 0.5 规范反应谱对应位移谱 2 人工波RH2 0.4 什部八角（NS） 大工波RH3 汶川卧龙（NS) 人工波RH 绵竹清平（N 0.5 0 1'0 图7人工地震波对应的位移谱 图8汶川地震波对应的位移谱 从图7人工地震波位移谱以及图8汶川地震波位移谱可以明显看出，人工地震波位移谱与规范反应 谱对应位移谱基本接近，即在使用拟合规范反应谱的人工地震波进行结构罕遇地震弹塑性时程分析时， 随着结构的弹塑性发展，刚度弱化周期变长，结构的弹塑性位移响应也会随之增大：而采用天然地震波 时，根据其位移谱情况，结构罕遇地震弹塑性时程分析时，随着结构的弹塑性发展，刚度弱化周期变长， 结构的弹塑性位移响应有可能出现不增反降的现象.

可以看出地震波位移谱可以成为大震弹塑性分析较好的选波依据.

结构弹性基本周期附近的地震波 位移谱值与大震弹性时程分析结果有着直接的对应关系，可以通过地震波位移谱直接估算和校核大震弹
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 性时程分析结果.

如果某条地震波的位移谱在结构基本周期附近存在明显下降趋势，则大震弹塑性时程 分析得到的结构顶点位移响应小于大震弹性结果的风险会显著增大，通过该条地震波将很难得到较为保 守的弹塑性位移响应结果.

本文建议参考如下的罕遇地震弹塑性时程分析地震波选取原则： 1）所选取地震波的位移语值在结构弹性基本周期与考虑弹塑性退化的结构基本周期之间（高阶振 型影响较大结构应取前几阶控制周期），应与“规范”规定的罕遇地震影响系数曲线对应的位移 请值尽量接近.

2）在结构基本周期处（高阶振型影响较大结构应取前几阶控制周期），地震波位移谱值不应有明显 的下降趋势.

5结束语 正确的选取地震波是弹性时程分析和弹塑性时程分析能否发挥应有作用的关键.

在弹性时程分析时 中要采取正确应对措施以符合规范规定的本意.

对于罕遇地震下的弹塑性时程分析，目前尚缺乏统一和 权威的地震波选取方案，参照地震波位移谱与规范位移谱之间的关系进行选波，不失为一种简单面有效 的做法.

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，2011 [3]杨志勇，肖丽，黄吉锋，田家勇.建筑结构罕遇地震响应与地震动位移谱关系研究D].地震工程与工程振 动.2010年5期

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 BIM技术在结构设计中的应用问题分析 杨党辉，苏原1，孙明2 （1.华中科技大学 土木工程与力学学院，湖北 武汉 430074：2.武汉市城乡建设委员会设计处，湖北武汉 430050) 摘要：BIM技术在结构设计中的优势主要体现在协同设计、碰撞检查、实体配筋以及工程量统计等：不足之处 在于受到数据转换和平法的制约.

本文从IFC标准、RevitAP、Excel等方面进行了数据转换测试，结果表明： IFC标准仅适合结构物理模型的数据转换，后续的结构分析设计或实体配筋难以进行：基于RevitAPI二次开发的 接口在进行结构分析设计上的数据转换上是可行的，但是存在诸如接口不稳定等问题：无论采用何种方法，将三 维结构物理模型转换为结构分析模型时，节点的简化处理等问题有待进一步的研究.

平法间题上，基于Revit的 平法绘图理论上可行，但可操作性较差，应当拓展IFC功能或开发Revit平法插件，实现结构设计软件配筋结果 的回传和平法标注与实体配筋的相互驱动.

关键词：建筑信息模型：IFC（Industry Foundation Class）：Revit API（application program interface）；数据转换： 平法 1引言 随着建筑业信息化的推进，BIM（BuildingInformationModeling）技术业以成为工程建设领域广泛研 究和实践的主要信息技术之一.

关国国家建筑科学研究院于2007年发布了基于IFC标准制定的BIM应用 标准NBIMS（National Building Information Model Standard）.

随后，北美、欧洲、韩国及许多英联邦国家 基本上都采纳了关国的第一版BIM标准，或者在美国BIM标准的基础上发展自己国家的标准.

我国第一 部BIM标准-北京市地方标准《民用建筑信息模型设计标准（DB11/1063-2014）》也将于今年9月份发 布实施.

目前，民用建筑多采用Autodesk Revit 实现BIM技术，工厂设计和基础设施多采用Bentley实现BIM 技术l.

Autodesk公司提出了以 Robot Structural Analysis为支撑的 BIM技术结构解决方案，实现了Revit 结构建模与结构分析设计之间数据的双向"无缝"传递，因该软件对中国规范的支持尚不完善以及施工图表 达理念与国内平法的差别，此项解决方案尚无法有效应用于国内.

BIM技术在结构设计中的运用主要涉及三个问题：BIM核心建模软件与结构设计软件之间的数据转换 问题：BIM表达与平法施工图的契合问题：结构设计与其他专业的协同设计，包括三维可视化技术，碰撞 检查等I2-9].

文献[2]指出，BIM物理模型与结构分析模型的链接障碍是数据转换的难点之一，要实现“无 缝”数据转换，需要有成熟的转换标准或数据接口.

以RevitStructure为例，其与结构分析软件的数据转 换方式主要为IFC公共转换标准和RevitAPI二次开发平台.

文献[3-5]分析了IFC标准在结构设计领域的 开发工作及相关评估，认为在理论上，IFC标准基本满足结构设计的数据需求.

但实际应用中，在不同的 软件间进行IFC文件互相转换时，各大软件商都使用自己的数据库与其显示平台进行对接，由于数据库并 未按照IFC标准的格式构建，不可避免的出现IFC文件输入、输出时造成信息缺失与错误等结果：基于 IFC的数据转换在真正运用于工程实践之前，尚需要进一步的发展6-1.

文献[12~15]探讨了BIM表达与平 法理念的相容问题，指出可以将平法表达纳入BIM理念中，但存在实体配筋与平法符号无法衔接等间题， 而且具体操作较为繁琐.

文献[16-19]指出了BIM可视化技术在大型复杂结构中的成功运用，就协同设计、 管线碰撞检查、深化设计等问题进行了分析，指出了BIM可视化技术的优势.

综上，为了将BIM技术成功地运用到结构设计中，需要解决数据转换、BIM表达与平法理念两个关 基金项目：武汉市城多建设委员会资助项日（2012308-38） 作者简介：杨党辉（1989-)，男，硕士研究生
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 键问题.

本文将主要从IFC标准、RevitAPI二次开发接口探讨数据转换的现状，分析存在的问题：并简要 阐述BIM技术平法表达存在的问题和解决思路.

2BIM技术在结构设计中的优势 BIM技术在结构设计中的优势可归结如下：1）三维可视化设计与实体配筋技术：建筑信息模型以三 维模型为基础，用来表示真实结构构件及其钢筋配置情况.

在大型复杂的结构体系设计过程中运用可视化 技术，可对结构模型、设备模型进行漫游动态演示，考察结构选型的建筑效果及构件尺度在建筑空间中的 表现，并进行结构构件和设备的碰撞检查（图1（a）），以此来选择结构的最优方案16-19.

利用构件实体配 筋技术，可对复杂局部或节点进行钢筋配置的施工模拟（图1（b）），以便提前发现问题：2）实体模型的 参数化设计与协同设计：BIM模型核心技术是参数化建模，设计师可通过定义参数值和参数关系来创建结 构形体，并且在不同的参数之间施加一定的约束，形成关联或链接，这种约束关系可被系统不断继承与维 护[20，实现一处更改、处处更改，减少错误（图1（c)）：3）以BIM模型为平台进行设计信息的集成、其 享和转换：如既可利用Revit自身的明细表进行工程量统计（图1（d）、1（e）），也可以实现Revit与其他 分析设计、算量软件等之间的数据传递.

（a）风管、水管、梁碰撞检查 （c）3D、平面、立面的协同设计 （b）局部实体配筋 结构柱材质据取 [填与类型] 康与其型 质 [质：钟积][会计] 影性-流士 影社-土：200300 甘：体 钢明报表 ait (B) [能与类型][钢族直径][钢图长良] [体] （合计） 距形柱-高土：700X00 乐注 -C40 与决型 细长 体 影-星士：001000 晚注 CSD 101.48 x $2.18.a 09 R6 81454 -克士 - 801100 规注 C40 27.20 s² f2. RR 422712 延形样- 士： 80082400 注 37.61 s² RE 427160 无- 王 E形柱- 13.106. 3860.6 形柱-星士： 1000 注 85.41 266 2757185 2- 形柱-强士： 10000700 RE 晚场注 - RB : T907247 RE f18695 7758.95 形柱-士 形柱-士：12000900 说看士，规场染注 15806 2. 我有土，晚坏注 C40 -C40 i：11226 3046121 84 ca Ta2- 线苏排：12001200 140.29 x 1287 50 a* 8. （d）钢筋用量统计 票t：1363 （e）混凝土用量统计 图1BIM技术在结构设计中的优势 3结构设计中数据转换分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 结构计算中，结构分析模型是一种简化的三维模型，要求模型具有力学概念的准确性和计算结果精度 的可保证性，因此，与真实的实体模型可能会有差别2：BIM结构中心文件是一种细化的准确模拟建筑物 结构部分的三维实体模型，其目的在于与待建建筑保持一致性.

考虑到BIM技术信息共享、尽量减少重复 建模的理念，分析这两种出发点不同的结构模型之间的交换具有充分的现实意义.

目前，BIM技术在结构设计上的数据转换主要通过三种方式进行：一是采用IFC标准，实现各软件之 间的数据传递和更新：二是在BIM核心建模软件基础上进行二次开发，如在Revit基础上基于RevitAPI 二次开发，以插件的形式显示在Revit面板上：三是其他形式的转换，如基于中间文件Excel、DXF的数 据转换.

3.1基于IFC标准的数据转换 IFC标准的最新版本是在2012年发布的IFC4版本，然而，软件开发商支持的版本主要为2009年发布 的IFC2x3版本I2.

IFC2x3可有效的支持梁、柱、板、墙以及钢筋等构件或图元的转换，其支持的截面类 型主要为圆形、圆环形、工字形、L形、矩形、箱形、T形以及组合截面22.

通过IFC进行数据转换，好处是与BIM软件无关，因为该标准是公开的建筑工程数据标准，可用于 异构系统转换和共享数据3].

因此，理论上不管是用什么BIM软件建立的模型，导出来的IFC数据都是 标准的，所以只要做好一个读取IFC数据的模块就可以读取识别各种不同BIM软件建立的模型.

但是， 由于不同的软件采用不同的数据库与显示平台，在与IFC标准的对接上存在各自的差异.

目前，已有数十多种软件通过IFC标准开发组织buildingSMART的认证，其中针对结构工程专业的主 要有Revit Structure、Tekla Structures、SDS/2 等.

国内常用的结构分析设计软件中，SAP2000、ETABS同 时支持IFC文件的导入和导出，midas gen、3D3S支持IFC文件的导出.

考虑到3D3S在导出IFC文件时， 软件易出现错误性中断，该测试采用的软件为Revit Structure（2013）、SAP2000（V16）、ETABS（2013）、 midas gen（2013）、SolibriModel Viewer（V8.1）等.其中，Solibri Model Viewer 为IFC模型查看器，是为 了检查IFC文件的可读性和模型以IFC格式导出时，数据是否丢失或出现错误，以便进行模型之间的对比.

测试思路为将Revit、SAP2000、ETABS以及midas gen四种软件中的结构模型以 IFC2x3版本导出， 生成IFC模型，然后将该IFC模型导入到Solibri模型查看器，对比导出前后模型的异同：然后将各IFC 模型导入到Revit后，比较导入前后的异同.

为了体现测试模型结构体系的多样性，采用的模型如下：4 层框架结构（模型1，图2（a）、3（a）），8层框剪结构（模型2，图2（b）、3（b）），简单空间网壳钢结 构（模型3，图2（c）、3（c）），复杂空间网壳结构（模型4，图2（d）、3（d）），复杂空间框架结构（模 型5，图2（e）、3（e））和框架-核心筒结构（模型6，图2（f）、3（f））.测试的截面类型包括矩形、圆形、 T形、工字形、圆环形、工形劲型钢混凝土等结构设计中常用的截面类型.

（a）4层框架结构（b）8层框剪结构（c）空间网壳钢结构 （a）4层框架结构（b）8层框剪结构（c）空间网壳钢结构 ）（）（ 图2转换结构物理模型示意图 图3转换结构分析模型示意图 经过多次测试，发现目前基于IFC的数据转换现状如下：1）同一个模型，采用不用的软件导出，在
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 Solibri模型查看器中结果存在差别，主要表现为：midasgen默认梁构件的侧向中心线与该层标高对齐， 即使在建模时通过调整使梁构件的侧向顶部与层标高对齐，当将其以IFC格式导出时，IFC模型中梁构件 的侧面顶部标高恢复到默认状态，忽略了调整，同时，其IFC导出接口将空心构件映射为实心构件：SAP2000 和ETABS的IFC导出接口会将模型中截面自定义构件（如组合构件）丢弃，不予导出：2）IFC模型与导 入Revit后生成的结构物理模型，两者基本保持一致，但在Revit中基本未形成结构分析模型（仅原始模型 采用Revit建模的模型，其剪力墙构件有结构分析模型）.其中物理模型指结构三维实体模型，分析模型指 结构分析模型，为点、线、面模型.

在Revit中，采用三维实体建模，形成的模型为物理模型，结构分析 模型依赖于物理模型：在结构分析软件中，首先建立的是结构分析模型，而相对应的物理模型是将分析模 型三维拉伸、实体化后形成的模型：3）导入Revit后模型的构件属性定义改变（指原始模型采用Revit建 模）或紊乱（指原始模型采用结构设计软件建模），尤其是作为结构构件的固有属性丢失、改变或紊乱， 如混凝土构件属性中的“保护层厚度"项丢失或出现"栓钉数"等钢构件特有的属性，即结构构件转换成了不 具备结构分析功能的构件：4）导入Revit后构件的类型、族类型及属性定义的改变，包括部分构件由实体 模型（SolidModel）变为表面模型（SurfaceModel），由可载入族变为内建族以及族类型参数中的尺寸驱动 参数丢失，即由参数化构件变为非参数化构件.

其中可载入族为参数化定义族，内建族不具备参数化编辑 功能，只能在原位进行拉伸和缩放.

这些问题导致的结果如下：导入Revit后的模型由于存在大量的内建族构件，可编辑性差，模型难以 利用：导入后的模型基本无结构分析模型，难以导入结构设计软件中重复利用：部分构件由实体模型转为 表面模型，不能进行实体配筋，钢筋工程量统计以及施工模拟受到限制.

对上述现象进行分析，其主要原因为：1）部分软件厂商的IFC转换接口的功能不完善，存在模型导 出时，构件丢失或截面映射错误的现象：2）各软件厂商IFC转换接口的构件映射方式不同：midasgen将 圆形（含圆环形）构件的几何形状以GeometricSet（点、线、面集合）的方式导出，其结果如图4（a）所 示：其余软件以实体模型的方式导出，结果如图4（b）所示：Revit Structure将框架结构模型以及框剪结 构模型四角的柱以表面模型的方式导出，如图4（c）所示，而其余软件将相应位置的构件以实体模型的方 式导出，如图4（d）所示：3）各软件之间、各软件与IFC标准之间对构件的属性定义方式不同：IFC以 ifcGUID（全球唯一标识码）对构件进行区分和追踪管理，Revit以族的方式对构件分类、定义，结构设计 软件多以截面类型对构件区分，各方在构件属性上定义的不完全匹配导致了转换前后的构件实例属性和类 型属性的改变或紊乱：结构分析模型作为Revit物理模型的一个实例属性，其产生严格依赖于物理模型中 构件属性项定义是否正确，面采用IFC转换引起的结构构件属性定义的改变，导致结构构件丧失了特定的 “结构"属性，从而无法形成结构分析模型.

XX （a）圆形构件线面集合模型（b）圆形构件实体模型（c）角柱表面模型（d）角柱实体模型 图4模型对比 图5节点处混凝土材料未融合 3.2基于RevitAPI的二次开发 各转换接口的简单介绍如表1所示.

转换主要分两种情况：1）仅转换分析模型：将Revit中的结构分 析模型转入到结构设计软件中时，首先要在Revit中调整分析模型，实现板、梁、柱、墙等构件之间准确
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 的约束关系，然后将该模型导入分析软件，形成结构分析模型，与Revit中物理模型相比，分析软件中的 物理模型忽略了梁柱的轴线偏心等情况，因此在分析时，忽略了梁上荷载对柱产生的偏心弯矩等情况，分 析结果存在一定的偏差：2）转换分析模型的同时转换物理模型，与上一种情况对比，此种转换不存在简 化情况，既能保证转换的模型可以进行结构分析，又可以解决梁柱偏心引起的问题，保证结构计算的精度.

上述两种方式中，形成合理的Revit分析模型的难易程度主要依赖于节点连接部位各构件的轴线偏心情况： 构件轴线交于一点的结构，如网架、网壳结构，调整强度小：节点处各构件轴线交于不同的点，结构越复 杂，交点越多，调整工作量越大.

转换采用的模型与3.1节相同.

经过测试，发现相对比较成熟的接口软件为YJK和ETABS，其测试 结果如表2所示.

结合接口的转换功能，当进行混凝土结构数据转换时，考虑到梁构件水平偏心是常见的 情况，建议采用YJK：当进行网架、网壳等空间钢结构数据转换时，建议采用ETABS.

表1 数据转换接口介绍 软件类别 转换模型 传递方向 梁柱偏心 材质属性 荷载传递 YJK 物理&分析模型 双向传递 支持 模期匹配 不支持 ETABS 分析模型 双向传递 不支持 一对一匹配 点、线、面荷载 SAP2000 分析模型 双向传递 不支持 不支持混凝土构件 点、线荷载 midas Gen 分析模型 单向传口 不支持 一对一匹配 点、线、面荷载 STAAD 分析模型 双向传递 不支持 一对一匹配 点、线荷载 [1]不支持材料等级转换，即不同等级的混凝土或钢材转换为同一数认等级材料：[2]结构模型从Revin转入sap200 时，数认的可选择匹配截面均为 钢结构概育，且转换借口只能识别英文版Revi定文的混凝土截面，故认为不支持混凝土材料：[3]单向传通指仅支持从Revi转向msgm 表2RevitAPI结构模型测试结果 流程 模型 模型1 模型2 模型3 模型4 模型5 模型6 Revit →YJK 吻合 部分洞口丢失 部分构件位置错误 吻合 吻合 吻合 YJK→Revit 吻合 吻合 吻合 吻合 节点材质未相融！

吻合 Revit →ETABS 吻合 吻合 吻合 吻合 吻合 吻合 ETABS→Revit 吻合 吻合 吻合 吻合 节点材质未相融吻合 [1]节点材质未融合指节点比较复象，节点处各空间构件混凝土的融合本能实现如水平构件与竖向构件连接时的无缝融合，如图5所示.

3.3基于EXCEL的转换 目前，支持Excel数据导出的常用软件有3D3S、SAP2000、ETABS、midas Gen等.

由于Revit 中构 件没有明确的空间三维坐标，因此目前的转换是将设计软件的模型导入到Revit中，转换过程为：将设计 软件中结构模型导出为Excel文件格式，经过处理，实现各构件编号、节点号、节点坐标、截面类型、材 质信息等一一对应，并将其进一步整理成Revit扩展插件可以识别的格式，然后利用基于Excel的模型生 成器加载Excel文件.

3.4转换方法的对比分析 转换原理：采用IFC标准的转换是模型全部信息的转换，包括几何信息（空间位置、长度、节点约束、 框架杆端弯矩释放等），荷载信息（荷载方向、类型、组合等），材料信息（材料种类、自重等）以及截面 信息（回转半径、截面类型等），可以保证信息在流动过程中的一致性：RevitAPI和Excel转换一般基于 截面类型的匹配，构件空间位置、截面类型可以得到有效的保证，框架杆端弯矩释放信息一般不会传递， 其它信息会因接口的不同而受到不同程度的限制.

转换结果：由于不同软件对构件属性定义方式不同，IFC的转换结果存在诸多问题，仅支持结构物理 模型的转换，后续的结构分析或实体配筋受到限制：与IFC转换相比，RevitAPI和Excel转换以截面类型 匹配为原则，避免了不同软件对构件属性定义方式不同带来的问题，实现结构分析软件中构件类型与Revit 族类型之间的一一匹配，其好处在于转换结果可以用来做结构分析设计或实体配筋等，但RevitAPI存在

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 独基加防水板基础设计的有限元方法初探 杜斌，朱春明 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司，北京100013） 摘要：独基加防水板基础是近年来一种新的基础型式，可采用有限元方法进行计算，力学边界条件的合理设定是准确 计算该类基础的关键间题.

以基础的实际受力特点为基本依据，对常用的“倒楼盖”计算方法和“弹性地基”计算方法进 行了初步探讨，明晰了其中的力学边界条件与计算假定，明确了两种方法的配筋模式.

此外，进一步研究了抗浮荷载组合 中的水浮力分项系数的确定方法.

关键词：防水板，独基，抗浮，配筋 独基加防水板基础是近年来伴随基础设计与施工发展而成的一种新的基础型式，由于其传力简单明 确，费用较低，在工程中得到普遍应用.

与之类似的基础型式还包括条基加防水板基础、桩承台加防水 板基础等.

该类基础型式暂未列入国家相关的结构设计规范中，但在某些地方规范或技术措施中多有涉及.

防水板的简化计算多采用四角支承于独基的双向板假定模式，有时与实际情况有较大出入.

防水板 实属以独基为支承的复杂受力板，宜采用板有限元方法计算.

防水板普遍较薄，采用壳单元模拟已有共 识.

受制于防水板相关联基础受力条件的多变性，其支承条件较难合理简化，对于防水板有限元计算的 一般方法尚未统一定论：荷载作用的考虑方式也多有不同：在独基配筋过程中如何安全经济地考虑防水 板的影响也值得剖析.

本文将着眼于独基加防水板基础设计中的有限元计算条件，以其实际受力特点为 基本依据，初步探讨独基加防水板基础有限元计算之方法.

1受力特点 在独基加防水板基础中，防水板一般只用来抵抗水浮力，不考虑防水板的地基承载能力.

独基承担 全部上部结构荷载并考虑水浮力的影响 作用在防水板上的荷载有：地下水浮力q、防水板自重q.及其上建筑做法重量4.

在建筑物使用过 程中由于地下水位变化，作用在防水板底面的地下水浮力也在不断变化，根据防水板所承担的水浮力的 大小，可将独基加防水板基础分为以下两种不同的受力情况叫4，如图1所示.

a)当q.≤4 4.时，建筑物的重量将全部由独基传给地基，防水板及其上部重量直接传给地基土， 独基对其不起支承作用.

b)当4.>q.q时，防水板在水浮力的作用下，将水浮力的部分作用q.-（4 9)传给独基，对独 基底面的地基反力起一定的分担作用，并加大了独基的弯矩，剪力也略有增加.

建筑做法重9. 建筑做法量9.

前水板重0 防水板重9.

室内地面标高 室内地面标离TT q L 水力9 基度质力q 水力9 基底反力q （a）当qSgq时q1不变（b）当g>qg时q随g增加而减小 作者简介：杜斌（1987-)，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1独基加防水板基础的受力特点 简言之，在独基加防水板基础中，防水板是一种随荷载情况变化而变换支承情况的复杂板类构件.

鉴于此，对于防水板有限元计算时力学边界条件的设定将是一个较为困难的过程.

2“倒楼盖”计算方法 一般情况下，防水板较薄，只起抗浮作用，上部结构荷载主要由相对应的独基承担.

对于此类基础， 设计时可以分开考虑，即防水板可以单独计算：假定上部结构的柱底与墙底作为较支，不考虑基础的整 体挠曲，基础间没有差异沉降.

可进一步等效假定柱底与墙底没有竖向位移，无需考虑上部结构荷载， 防水板仅承担本身自重、板面荷载及水浮力.

对于板底土水作用的简化，可采用如下等效的力学边界条件： a）对于防水板区域，因不考虑其地基承载能力，故底部基床系数为0.

b）对于独基区域，因独基相对于防水板起到固定支承的作用，应保证其相对无位移、无转角.

有限 元计算时可给定一个较大的基床系数，如200000kN/m”等.

此外，对于带有局部防水板的整体式基础，如筏基加防水板基础，还应将防水板外边缘处理为固端 约束，以模拟实际的受力状态.

基于以上条件，计算可得板位移，示例如图2所示.

进而可得板内力，用于后续的板配筋计算.

0 01 0.02 0 00 0 07 1 00 0.01 0. 02 1 08 图2“倒楼盖”计算位移结果示例图 值得注意的是，此方法假定柱底与墙底无位移，不考虑上部结构荷载，上部结构荷载由独基承 担，计算仅反映了防水板自重及其顶面与底面的荷载作用.

该简化对于防水板的力学边界条件假定是有 效地，板位移结果反映的是板面各位置对于柱底与墙底的相对位移，故其配筋结果可用防水板区域：而 独基区域由于没有计入上部结构荷载，其结果不能直接用于实际的独基施工配筋.

合理考虑防水板水浮力对独基的影响是准确计算独基的关键.

在结构设计中多采用包络设计的原则， 独基配筋应将一般工况和抗浮工况取包络进行设计.

对于一般工况，可按规范公式进行抗弯配筋计算.

对于抗浮工况，当水浮力较大时，防水板将传递部分弯矩与剪力给独基，如图3所示.

独主基础 Ta Pmin q.

图3防水板传给独基的荷裁
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 独基配筋计算时应考虑此项作用的影响，可采用叠加原理，进行在普通均布荷载及周边线荷载共同 作用下的独基计算，即在规范计算公式的基础上增加由防水板荷载引起的内力".

此方法易于手算，而 有限元计算结果难以求取等效均布荷载和周边等效线荷载，故对于有限元法难以应用此原理进行独基配 筋设计.

对于独基配筋，其基本原则是基于受力平衡的原理：上部结构荷载应与独基底部作用力与独基边界 作用力平衡.

基于此原则，可将独基所受作用力进行分解，如图4所示.

图4独基受力状态的等效 由图可知：等式右边第一项即为“倒楼盖”计算方法的计算条件，底部作用水浮力，柱底支座产生 反力：等式右边第二项即为独基刚性假定下的受力计算简图：等式右边第三项为扣减的重复计算项，顶 部作用力应与等式右边第一项的柱底支座反力相同，进而基于独基刚性假定可以得到底板均布反力.

更进一步，忽略受压区高度变化带来的影响，假定弯矩与配筋为线性关系，基于叠加原理，“倒楼盖” 计算方法所得独基区域的抗弯配筋A和A，与一般工况下的独基配筋相加，然后扣除重复计算项的钢筋， 可以得到抗浮工况下不考虑支座沉降差的独基配筋，该配筋与一般工况的独基配筋取包络即可.

3“弹性地基”计算方法 对于“倒楼盖”计算方法，基本假定为不考虑基础的整体挠曲，基础间没有差异沉降.

国家标准《建 与民用建筑，其相邻柱基的地基变形允许值需满足规范要求.

更为普遍的情况是柱基间存在变形差异， 应视差异变形量确定是否考虑上部结构的柱底与墙底的位移与位移差.

采用“弹性地基”计算方法时，需给定各区域板底部土体的基床系数： a)对于防水板区域，因不考虑其地基承载能力，故底部基床系数为0.

b)对于独基区域，因其底部土体承担全部上部结构荷载，可按平均附加压力与沉降计算结果反算基 床系数.

典型的板信息如图5所示.

其中：KP表示板底基床系数.

对于独基区域其数值不为0，对于防水板 区域其数值为0.

肆 ： 非 图5板信息图 此外，“弹性地基”模型考虑了上部结构的荷载作用，独基加防水板基础的外荷载是充分的、完整的，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 能够较为真实地反映实际的外力作用.

计算的位移结果为绝对位移，可以反映独基加防水板基础的总体 位移情况，故对于独基区域和防水板区域的配筋均可以直接取用.

对于土体而言，一般不具有有效的抗拉强度，在设计分析阶段不应考虑之.

故，对于独基加防水板 的设计过程，土体的作用常表现为明显的非线性特征：在土体受压时，可简化为线弹性Winkler弹簧地 基模型：在土体受拉时，其不具有受拉承载能力，弹簧刚度为0.

基于以上条件，计算可得各荷载组合下的板位移，进而通过包络设计方法得到配筋.

值得注意的是，对于“弹性地基”计算方法，无论对于独基还是防水板，均将之视为弹性板进行有 限元分析，独基区域所得配筋结果即为建立在独基为柔性板假定之上的结果，可以直接应用于实际工程.

然而，在一般的工程应用中，独基配筋多基于独基为刚性板的假定，《建筑地基基础设计规范 GB50007-2011》亦采用了刚性板假定的配筋方法.

4荷载的选用 关于荷载分项系数，《建筑结构可靠度设计统一标准GB50068-2001》规定：“当永久荷载效应对结 构构件的承载能力有利时，不应大于1.0.

”“当可变荷载效应对结构构件的承载能力有利时，应取为0.” 在结构抗浮验算中，考虑到上部结构永久荷载一般对结构有利，其分项系数可取1.0：考虑到上部结构可 变荷载一般对结构有利，其分项系数应取0.

因此，一般情况下的抗浮基本组合为：1.0*恒-1.X*水.

该组合采用水浮力起控制作用时的荷载设计 值，而不是荷载标准值.

基本组合情况下，关于水浮力的分项系数取值，因水浮力计算的复杂性，加之目前相关规范没有明 确的计算规定，该系数宜根据工程所在地和工程的具体情况确定.

可参照执行：对水位不变的水压力 可按永久荷载考虑，而水位变化的水压力应按可变荷载考虑.

因此，水浮力的分项系数取值一般介于1.2 与1.4之间，如可取1.3.

具体数值亦可参照地区性指导说明.

对于水浮力作用项，考虑分项系数后，“1.X*水”的效果不应违背客观实际，即一般不应大于地下水 位与室外地坪齐平时的效果.

对于基础的抗浮稳定性，《建筑地基基础设计规范GB50007-2011》指出：“作用效应应按承载能力 极限状态下作用的基本组合，但其分项系数均为1.0"：同时给出了基础抗浮稳定性计算公式，见式1.

G2K. N (1) 其中：G一建筑物自重及压重之和（kN）； N--浮力作用值（kN）； K.--抗浮稳定安全系数，一般情况下可取1.05. 变换后，可得： G K -N≥0 (2) 由此，可以构造一个荷载组合，为1.0*恒-1.Y*水，水浮力作用的荷载组合系数为K.

、应用此荷载 组合可以获知基础在局部抗浮作用下的响应.

5结论 通过对独基加防水板基础设计中的有限元方法的逐步探讨，得到以下结论： 计算方法均可以用于独基加防水板基础的计算，各有其特点和适用范围.

b)进一步探讨了抗浮荷载组合中的水浮力分项系数，提出水浮力项的作用效果一般不应大于地下水
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 位与室外地坪齐平时的效果的基本原则.

c)独基配筋应考虑防水板对其影响.

“弹性地基”计算方法的结果可直接用于独基的柔性配筋设计 参考文献 [1]北京市建筑设计研究院，建筑结构专业技术措施[M].北京：中国建筑工业出版社，2007. [2]朱炳寅，李静，筏形基础与独立基础加防水板的异同分析[].建筑结构技术通讯，2008 5:14-15. [3]朱炳寅.对独立基础加防水板的设计思考[].建筑结构技术通讯，2007 7. [4]朱炳寅，娄字，杨琦，建筑地基基础设计方法及实例分析（第二版）[M].北京：中国建筑工业出版社，2013. [5]中国建筑科学研究院建筑工程软件研究所.PKPM基础设计软件功能详解[M].北京：中国建筑工业出版社 2009. [6]建筑地基基础设计规范 GB50007-2011[S].北京：中国建筑工业出版社 2012 [7]建筑结构可靠度设计统一标准 GB50068-2001[S].北京：中国建筑工业出版社 2001. [8]建筑结构荷载规范 GB50009-2012[S].北京：中国建筑工业出版社 2012. [9]李国胜，建筑地基基础及地下室结构设计疑难处理与实例[M]北京：中国建筑工业出版社，2014 [10]江苏省建设工程设计施工图审核中心.2010年结构专业疑难问题问答[R].2010.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 巨型框架与框筒双重结构体系设计 李霆，陈焰周，肖飞 （中南建筑设计院股份有限公司，武汉430071） 提要：合肥滨潮时代广场C1栋超高层建筑平面具有"凹"形不规则平面，对结构抗震不利.

为改善结构抗震 性能，本工程结构采用了“巨型钢框架圆钢管混凝土柱钢框架梁（桁架）钢筋（钢骨）混凝土核心筒"组 合而成的新型双重抗侧力结构体系，取得较好的效果.

结构体系中的“巨型钢框架"由“凹"形的两肢端桁架柱及 两肢之间的跨层连体析架梁构成，提高了结构的抗扭刚度.

本文系统介绍了该工程的结构体系特点、整体计算 结果、设计中遇到的主要设计间题与解决办法.

关键词：超高层结构：“凹"形平面：巨型框架 1工程概况 滨湖时代广场C-01地块工程东临合肥市南北主动脉徽州大道，北靠城市南门户方兴大道，西接西 藏路：南面为烟墩路.

由C1~C7，C9塔楼、商业裙房，休闲会所组成（图1）.

其中C1栋为一栋集办 公、酒店于一体的超高层多功能建筑，地上建筑面积116847.1m²，地下建筑面积18100m².

地下3层， 地上56层，建筑高度241.50m，主楼轴线平面尺寸为49.5mx49.5m，平面基本柱网尺寸为9.0m×13.5m、 4.5m×13.5m、9.0m×11.25m. C1栋地下2～3层为机房，地下1层为商场仓库.

地上1～5层为酒店的商务中心，包含餐饮、会 议、娱乐、健身等.

6~37层（16和27层为避难层）为高档办公：38层为避难层：39～56层为酒店功 能，其中39~54层为各类型客房，55层为高级餐厅.

本工程的一大特点是在6层、17层、28层、38层、50层设有长22.5米，宽18米的空中花园，空 中花园通高分别为：10层、10层、10层、10层和4层.

在标准层平面为"凹"形，结构效果图见图1， 建筑剖面见图2 办公及酒店层结构平面布置见图3，结构正立面见图4.

建筑结构安全等级为二级，结构设计使用年限为50年，建筑抗震设防类别为标准设防类（丙类）， 抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度为0.10g，Ⅱ类场地，场地特征周期 为0.39s.

风荷载在结构舒适度验算时采用10年重现期风压0.25kN/m²，阻尼采用0.01：在结构位移计算时采 用50年重现期风压0.35kN/m²：结构承载力计算时采用50年重现期风压的1.1倍，另外考虑风力相 互干扰的群体效应系数1.1，阻尼比均采用0.02.

地面粗糙度为C类.

作者跨介：李露（1964-)，男，硕士.

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 本工程场地属于稳定、均匀和良好的建筑场地.

C1栋采用人工挖孔扩底桩基础，整体承台（筏板）.

桩基持力层为桩端持力层为④层中风化砂质泥岩，人工挖孔桩的极限端阻力标准值Qpk=6000kPa.

本工程主楼为混合结构，采用“巨型钢框架圆钢管混凝土柱钢框架梁（桁架）钢筋（钢骨）混 凝土核心筒"组成的新型结构体系.

根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）的规定，混合 结构在7度地震区B级最大适用高度为180m，工程高度超过规范限值34%.结构平面大部分楼层为"凹” 形，形成平面不规则.

因而该工程为高度与规则性均超限的复杂高层建筑结构.

图1（a）滨潮时代广场C-01地块效果图 图1（b）滨湖时代广场C1栋现场照片 111 图3（a）办公楼层结构布置图 图3(b)酒店楼层结构布置图 图3（c）空中花园层结构布置图 2结构体系和布置 2.1结构体系 C1塔楼平面多为"凹"形，属于典型的平面不规则结构.

一般情况下，这种不规则结构的质量、刚度以 及承载力不均匀，在地震作用下整体抗震性能差，容易因局部突变和扭转效应而形成薄弱部位.

计算分析表明，当采用一般框架一核心筒结构体系，对"凹"形两肢未采取加强措施时，结构较多楼层 扭转位移比不满足规范要求，下部有较多楼层层间位移角超过1.4，详见图8.

结构在第二阶X向振形下， 结构"凹"形两肢的X向位移明显大于结构整体相应位置的位移，两肢的局部振动比较明显（图5）.

2
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 针对本塔楼自身的建筑特点，主体结构采用"巨型钢框架圆钢管混凝土柱钢框架梁（桁架）钢筋 （钢骨）混凝土核心筒"组成的结构体系（图6、7） 241500 28.60 2 _20.2650) 167.8gI[39F) UAQE) 120.00) () 图6结构体系的构成 (2) 2.1.g(01) 52.800(F) S0(x) _27.600(9F) 图7 结构计算模型 图2建筑剖面图 图4 结构正立面图 “巨型钢框架"在"凹"形的两肢端形成，各肢端钢管混凝土柱之间设置柱间跨层巨型支撑，形成"巨 型钢框架”的巨柱：两肢之间的跨层连体桁架作为"巨型钢框架”的梁.

采用上述结构体系后，结构的各层扭转均满足规范要求（如图8）：结构质量如表1，结构周期统计 如表2，结构未出现两肢的局部振动，结构的前三阶振形如图9.

核心筒剪力墙为整体结构提供了大部分的抗侧刚度和抗扭刚度，周边钢梁与钢管混凝土柱刚性连接， 构成塔楼的第二道抗侧力防线，形成双重抗侧力体系.

本结构框架与核心筒的水平抗侧力分担比如图10.

采用SATWE与Midas/Building程序算得两个方向的结构刚重比如表3，两款软件计算的结果接近， 结构刚重比EJd/GH²≥1.4，满足高规（5.4.4)的整体稳定验算要求.

结构刚重比EJd/GH<2.7 应该考虑重力 二阶效应. 表1结构质量统计表 SATWE Midas/Bui 1ding 相差 建筑物总质量（0.5倍活荷载折减后）（t） 200092. 734 202067 978 0. 99% 活裁产生的总质量（0.5倍活荷载折减后）（t） 19148. 875 20098 438 恒载产生的总质量（t） 180943 859 181969. 541 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2结构周期统计表 SATWE计算结果 Midas/Building 计算结果 周期（s） 扭转周期/平动周期 周期（s） 扭转周期/平动周期 1（第一平动周期） 195 0.5784 5.5486 0.5607 2（第二平动周期） 5.0440 0.6437 4.9720 0.6257 3（第一扭转周期） 3.2469 3.1110 4 1.4641 1.4167 5 1.3269 1.2888 6 1.1005 1.0298 表3结构刚重比 SATWE计算结果 Midas/Buildingi计算结果 X向刚重比 EJd/GH 2.65 2.85 Y向刚重比EJd/GH 2.28 2.35 2 图8（a）X向层间扭转位 图8（b）Y向层间扭转位移 图10（a）X向竖向构件抗侧力 图10（b)Y向竖向构件抗侧力 移比 比 分担率 分担率 2.2结构布置 楼面钢梁单向布置，与外围框架柱之间采用刚接，与核心筒之间采用较接. 外框架周边的梁采用H 型钢梁，典型截面高度900mm：外框架与核心筒之间的楼面梁在办公楼层采用轻型钢桁架梁：其中上下 翼缘均采用T型钢，腹杆采用双角钢（如图11），相当于将H型钢的腹板格构化，设备管道（风管、 电缆桥架等）均从中部穿越，也就是结构利用了设备的高度，以满足穿越设备管道和建筑净高的要求. 框架与核心筒之间的楼面梁在酒店层采用H型钢梁，典型截面高600~700mm. 塔楼标准层结构平面布 置见图3. 核心筒剪力墙外周墙体厚度在1100mm到400mm之间变化，其余内墙厚度分别为600mm、400mm和 300mm，随高度逐渐减小，在外围主要墙肢端部设置型钢柱，楼层处沿墙体设置暗梁. 圆钢管混凝土柱的 截面随高度增加在C1500mm到c900mm之间变化. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图5未形成巨型框架时X 第一振型 第二振型 第三振型 向振型 图9C1栋前三阶振型 图11轻型钢桁架梁 核心筒内采用钢筋混凝土梁板，核心筒与框架柱之间楼板采用采用钢筋桁架模板上的混凝土板. 主楼钢管混凝土柱的钢管、型钢混凝土梁的型钢、钢框架梁、支撑、腰桁架及跨层桁架，均采用 Q345GJ-C：其它钢构件采用Q345B：次要钢构件采用Q235B：其中厚度≥40mm钢板采用Z向性能钢. 钢筋采用热轧钢筋HRB400. 地上主楼结构混凝土强度等级分层变化表4. 表4混凝土强度等级分层变化表 混凝土强度等级 C60 C55 C45 C40 C35 简体剪力墙 1~15F 16F~25F 26F~35F 36F~45F 46F 以上 主楼 钢管混凝土柱 1-顶 梁、板 2~35F 36F 以上 2.3节点设计 立面斜撑与柱连接节点受力较大，通过设置双竖向节点板将斜撑与柱相连，上下斜撑的水平分力通 过竖向节点板直接平衡，同向的竖向分力通过节点板传至钢管柱. 图12为立面斜撑与柱、外框梁连接节 点详图（图4中的①、②节点）.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 巨型框架与框筒双重结构体系抗震性能分析 李霆，陈焰周，肖飞 （中南建筑设计院股份有限公司，武汉430071） 摘要：合肥滨湖时代广场C1栋超高层建筑平面具有-凹形不规则平面，对结构抗震不利.

为改善结构抗震性能， 本工程结构采用了“巨型钢框架圆钢管混凝土柱钢框架梁（桁架）钢筋（钢骨）混凝土核心简“组合面成的新 型双重抗侧力结构体系.

本工程进行了基于性能化抗震设计的各种整体分析（包括静力弹性分析、动力弹性时程 分析、等效弹性分析以及动力弹塑性分析），结构及结构构件达到设定的性能目标.

本文性能分析的结果表明，对 于本工程具有的“凹“形不规则平面，采用“巨型钢框架框架一核心筒”的新型双重结构体系，在不明显增加结构造 价的条件下，能够取得较好的抗震性能.

关键词：超高层结构：“凹"形平面：巨型钢框架：性能设计：性能目标 1工程概况 滨湖时代广场C-01地块（效果图见图1）工程东临合肥市南北主动脉徽州大道，北靠城市南门户方 兴大道，西接西藏路：南面为烟墩路.

其它结构概况详参考文献[1].

下文分析采用的坐标X向与Y向如图2所示.

图1CI栋效果图 图2坐标系标示 本工程上部结构为"巨型钢框架圆钢管混凝土柱钢框架梁（桁架）钢筋（钢骨）混凝土核心筒” 的双重抗侧力结构体系.

在计算分析中，对于本结构的钢与混凝土的混合结构形式，在小震下对结构的 阻尼比采用0.04，风载下结构阻尼比采用0.02（舒适度验算采用0.01）.

地下一层与首层侧向刚度比大于2.0，满足嵌固端要求，上部结构整体分析以地下室顶板为嵌固端.

对结构进行内力与位移计算时，对楼板采用刚性楼板与弹性楼板相结合进行计算，对“凹"形两肢范 围楼板以及加强层、连接层上下楼板采用弹性板，其他楼板采用刚性楼板.

作者简介：李露（1964-)，男，硕士，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 2地震动参数及抗震性能目标14 2.1地震动参数 对本工程抗震计算的主要地震参数如表1： 表1抗震计算的主要地震参数 静力分析 动力时程分析 阻尼比 超越概率 T () an(g) A (gal) 0.05 50年10%（中震） 0.36 0.230 50年2%（大震） 0.40 0.500 220 0.04 50年63%（小震） 0.36 0.096 36 2.2结构的超限情况 根据建设部建质[2010]109号文规定，本工程有多项指标超过规范要求，属超限高层建筑工程，结构不 规则及超限情况见表2.

表2结构超限表 结构状态 规范要求 超限判断 是否超过规范 结构类型 巨型钢框架圆钢管混凝土柱钢框架梁（桁架）钢筋（钢骨）混凝土核心简 超规范 高 塔楼 241.50m 高规JGJ3-201011.1.2提出钢管混凝土框架-核心简结构 7度最大适用高度为190m 241.50>190 超规范 度 49.5x49.5m，长宽比1 JGJ3-20103.4.3要求长宽比小于6.0. 1.0<6.0 长宽比、高宽比 高宽比4.9 11.1.3要求高宽比小于7.0. 5.0612，内筒 满足 核心简高宽比15.3 9.2.1内筒的宽度不宜小于高度的1/12 宽度偏小 考虑偶然偏心时， GB50011-20103.4.3条，JGJ3-20103.4.5条以及建质 平 SATWE分析结果最大 [2010]109号文规定扭转不规则为“考虑偶然偏心的扭 扭转不规则 转位移比大于1.2" 1.35>1.2 面 1.30，Building 分析结 1.35<1.4 超规范 不 果最大1.35 建质[2010]109号文规定扭转特别不规则为裙房以上 规 的较多楼层，考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.4" 则 平面“凹形，两肢伸出 GB50011-20103.4.3条，JGJ3-20103.4.3条及建质 回凸不规则18.9m，为投影方向总 [2010]109号文规定：平面凹凸尺寸大于相应边长30% %0E<%8 超规范 尺寸的38% 等属凹凸不规则 抗侧力构件 存在多个连接层及腰 GB50011-20103.4.3条及建质[2010]109号文规定构件 有连接层 向 不连续 布架层 间断包含上下墙、柱、支撑不连续，含加强层、连体类. 有腰桁架层 超规范 楼层承载力 5层、悬挑屋项层下 GB50011-20103.4.3条，JGJ3-20103.5.3条及建质 规 突变 层的受剪承载力小于 [2010]109号文规定承载力突变为相邻层受剪承载力变 不满足要求 超规范 相邻上一层80% 化大于80%. 2.3结构抗震性能目标 按照高规3.11节结构抗震性能设计方法，设定该结构抗震性能能目标为C. 结构各构件对照性能目标 C的细化性能目标见表3. 对结构的性能分析方法如下：（1）先按现行规范进行小震阶段的结构设计：（2）中、大震下的等效弹性方 法设计：（3）动力时程分析校核大震下结构抗震性能水准. 根据校核结果调整结构设计进行二次设计，直至 2 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 得到最后的结果. 3弹性时程分析 3.1地震波选择 时程分析采用安评单位提供的2条人工波及5条天然波数据. 表3结构抗震设防性能目标细化表 地震烈度 多遇地震 设防地震 罕调地震 宏观损坏程度 无损坏 轻度损坏 中度损坏 层间位移角 1/515 1/250 1/100 关键构件 底部加强部位的核心简外围剪力境 小震弹性 中震正截面不屈服 大震正截面不屈服 框架柱 中震抗剪弹性 大震抗剪不屈服 普通竖向 简体其他剪力墙 小震弹性 中震正截面不屈服 构件 中最抗剪不屈服 大震满足抗剪截面控制条件 连梁 耗能构件 框架钢梁 小震弹性 中震受剪不屈服 大震允许形成充分的塑性较 腰桁架及跨层的连接桁架 小震弹性 中震弦杆不屈服 大震允许弦杆进入屈服 一般构件 屋项悬挑桁架 中震腹杆不屈服 大震腹杆不屈服 立面跨层大斜撑 小震弹性 中震不屈服 大震不屈服 7条波的地震影响系数曲线（4%阻尼比）见图3，在图4中给出了7条波平均地震影响系数曲线与振 型分解反应谱法所用的地震影响系数曲线比较. 在图4及表4中给出了本工程前6阶振型的周期点，从图表中可以看出前6个周期点上，第1周期点 到第3周期点对应的两个地震影响系数相差较小. 第4周期点到第6周期点对应的两个地震影响系数相差 大于20%，但均是偏大的正误差，计算分析结果是偏安全. 表4周期点的平均地震影响系数与规范差值 第1周期 第2周期 第3周期 第4周期 第5周期 第6周期 特征周期 相差百分数 0% -3.9% -12.9% 27% 26% 34% 1% 4.96 9.32 4.99 4. 1.90 图3各波的地震影响系数曲线 图4平均地震影响系数曲线与规范地震影响系数曲线 3.2弹性时程分析结果 各条波时程分析的层剪力图形结果见图5. 七条波计算的各层剪力曲线变化形式各不相同，但七条波的层剪力平均值曲线与CQC法计算的层剪 力曲线变化形式一致. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 由于大部分楼层CQC法计算的剪力均大于七条波的剪力平均值，少量楼层七条波的剪力平均值超过 CQC法剪力，但不大于CQC法剪力值的1.02倍，相差较小. 因而对该结构进行设计时，可直接采用CQC 法计算的层剪力，不需进行剪力调整. 各条波时程分析的层间位移角图形结果见图6. 七条波计算的各层间位移角曲线变化形式基本一致，其平均层间位移角曲线小于CQC法计算的层间 位移角曲线. 时程分析的层间位移角平均值的最大值为1/1106，满足规范要求. 对于层间位移角时程分析结果表明，在楼层顶部层间位移角变化较大. 50 01082 121 RIM 49 46 6 TR34 TR84 TRB6 26 21 2 13 2990 19000 15066 20600 2000 图5(a）X向层剪力曲线（小震时程分析） 图5(b)Y向层剪力曲线（小震时程分析） 32 8区9 m81 984 (583 F均鱼 0. 9004 0.0096 0.190 0.0112 0.0004 4.0013 图6（a）X向层间位移角曲线（小震时程分析） 图6(b)Y向层间位移角曲线（小震时程分析） 另外，由于连接层（5F、16F、2IF等）设有X向的跨层桁架，对X向具有加强作用，在层间位移角 曲线上可以看出各连接层层间位移角较小. 在38层Y向设有腰桁架，对Y向具有加强作用，在层间位移 角曲线上可以看出该层层间位移角较小. 4结构中/大震的等效弹性设计方法 本文中，对于中震作用下的等效弹性方法时取结构阻尼比为0.06，剪力墙连梁刚度为0.4：大震作用下 的等效弹性方法时取结构阻尼比为0.07，剪力墙连梁刚度为0.3. 等效弹性方法分析的结构中/大震下的基底剪重比与其他软件和方法的比较如表5. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表5基底剪重比统计 小震 中震 大震 X向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 弹性分析（SATWE） 1.38% 1.40% 弹性分析（Buiding） 1.43% 1.44% 弹性时程分析 1.39% 1.30% 等效弹性分析 2.93% 2.98% 6.78% 7.14% 动力弹塑性时程分析（平均值） 10.20% 8.20% 5弹塑性时程分析 在下述弹塑性时程分析中，地震波输入中只采用水平向双向输入. 分别进行了以Y向为地震输入主方向（即水平向地震动输入X：Y=0.85：1.00）和以X向为地震输入 主方向（即水平向地震动输入X：Y=1.00：0.85）的动力时程分析. 本文仅给出以Y向为地震输入主方向 的结构. 5.1剪力分析结果 0 图7(a）X向层剪力曲线（弹塑性时程分析） 图7(b）Y向层剪力曲线（弹塑性时程分析） 条波作用下楼层的X向的层剪力变化曲线形式一致，并在每个连接层处，层剪力曲线略有变化，这是 由于这些连接层存在X向的跨层桁架，在统计楼层剪力时将跨层桁架腹杆的剪力也统计在内，造成连接层 的层剪力突变. 各条波作用下X向、Y向的基底剪力大小基本相当. 5.2层间位移角分析结果 一人 一人 -人 L8 I8 68C L8 18I 686 18 L8C 58 1B L8I 图8（a）X向层间位移角曲线（弹塑性时程分析）） 图8(b）Y向层间位移角曲线（弹塑性时程分析

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 中日隔震结构设计方法对比 李霆！

，胡紫东1，王晓嵩2 （1.中南建筑设计院股份有限公司，武汉430071 2.华中科技大学土木工程与力学学院，武汉430074） 提要：本文探讨了中国和日本隔震结构设计方法的差异.

以第十届中日建筑结构技术交流会的隔震结构设计实 例为背景，对比了中日两国隔震结构的上部结构设计、隔震层设计、隔震结构抗震性能目标及结构地震响应的异 同，分析了产生差别的原因.

相比中方，日方对隔震结构的抗震性能目标要求高.

关键词：隔震结构：设计对比：抗震性能目标：地震响应 1研究背景 中国和日本都有大量的隔震结构，为了对比中国和日本隔震结构设计的差异，第十届中日建筑结构技 术交流会（以下简称交流会）组织了中日双方的结构设计人员根据各自的国家规范（规程）对同一栋隔震 结构进行设计，并进行对比分析川，中方的方案由中南建筑设计院股份有限公司主持设计，日方的方案由 鹿岛建設株式会社主持设计.

对比设计的建筑方案由日方提供，地点选择为东京都23区，设计对象为某10层住宅，平面基本尺寸 为12.8mx39.0m，标准层高3.0m，总高30.5m.

建筑平面图和立面图如图1和图2所示.

中日两国的抗震设防标准不同，为了方便执行我国规范，交流会将中方隔震结构设计的抗震设防烈度 定为8度，设计基本地震加速度0.30g：Ⅱ1类场地，第一组，特征周期0.35s.

日 Y2 图1建筑平面图 作者简介：胡营东（1983-），男，博士.

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 直具具具具具 直具具具具具 ( Y 图2建筑立面图 2.隔震结构抗震性能目标对比 中方根据中国规范的规定，将隔震结构隔震目标定为采用隔震设计后上部结构抗震设防烈度可降低1 度，其对应的结构抗震性能目标详见表1.日方没有降一度的要求，其对应结构抗震性能目标如表2所示.

表1中方隔震结构抗震性能目标 荷载 上部结构 隔震层 静力 长期、短期 荷载作用 弹性 支座不屈服 弹性 多遇地霜 水平减震系数β≤0.4 支座取y-100%的刚度和阻尼计算 支座拉应力≤OMPa 地震作用 层间位移角≤1/1000 支座取250%的刚度和阻尼计算 罕遇地震 层间位移角≤1/120 支座拉应力≤IMPa 支座最大位移≤220mm 表2日方隔震结构抗震性能目标 荷载 上部结构 隔策层 静力 长期、短期 构件在允许应力度以内 支座不屈服 荷载作用 第1水准 构件在允许应力度以内 支座取100%之内的刚度和阻尼支座 (V=25cm/s) 层间位移角≤1/400 拉应力≤OMPa 地震作用 第2水准 构件在允许应力度以内 支座取y200%之内的刚度和阻尼 支座拉应力≤IMPa (V=50cm/s) 层间位移角≤1/200 支座最大位移≤400mm 通过表1和表2的对比可发现日方要求隔震后上部结构构件在各级地震作用下均在允许应力度以内 即上部结构始终保持弹性，即按大震弹性设计.

而中国规范则要求上部结构小震弹性，仅在罕遇地震作用 下对结构的变形有限制.

可见日方对隔震结构的抗震性能目标要求比中方高，采用大震弹性计算结构的设 计地震力比中方大.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.上部结构对比 中日双方均采用钢筋混凝土剪力墙结构，利用房间进行结构布置，中方选用剪力墙结构体系，日方采 用有端柱的单向剪力墙结构体系，双方结构布置图如图3和图4所示.

中方上部结构的设计在不影响建筑功能的前提下，尽量保持结构X、Y向两个主抗侧力方向的刚度接 近，竖向构件均匀布置.

上部结构的设计遵从我国规范《建筑抗震设计规范》口（以下简称《抗规》）和 《高层建筑混凝土结构技术规程》口（以下简称《高规》）的要求，即结构设计时剪力墙不宜单向布置， 宜沿两个主轴方向双向布置，结构在两个主轴方向的动力特性宜相近.

日方剪力墙沿纵向满布，面横向布置没剪力墙：楼板厚度选为270mm，这不符合中国规范要求.

中国 规范要求到剪力墙结构应具有延性，因此在《高规》中规定剪力墙不宜过长，墙段长度不宜大于8m，且 宜双向布置：在《混凝土结构设计规范》回中规定双向板跨厚比不大于30，板厚过大会降低结构的经济性.

对此日方给出的解释是考虑到设计对象为住宅，要尽量保护住户隐私，满布剪力墙和厚楼板是满足建筑隔 音的要求.

图3中方上部结构典型平面布置图（房间内楼板厚180mm、 墙厚250mmm、梁截面250x800、250x500) Y) 图4日方上部结构典型平面布置图（楼板厚270mm、 墙厚180mm、端柱600x800、梁截面180x800） 上部结构抗侧力体系的不同其对应的自振周期必然有明显差异，如表3所示.

除第一阶自振周期相近 外，其余各阶均有不同.

第一阶周期和第二阶周期比，中方为1.14s，日方为2.72s.

可见，在两个主轴方 向中方的抗侧力刚度接近，面日方的差别较大.

楼板厚度和竖向构件布置不一致导致结构各层的质量也有 差别，如表4所示.

中方上部结构各层质量比日方要小，典型楼层的质量约为日方的80%左右.

表3中日双方上部结构自振周期对比-不隔震（单位s） 模态阶数中方上部结构自振周期 日方上部结构自振周期 1 0.932 长向平动 0.956 X向平动 2 0.814 短向平动 0.351 Y向平动 3 0.721 扭转 0.329 扭转
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 上部各层质量对比 （单位kN） 层号 1F 2F 3F 4F SF 6F F SF 9F 1OF 屋面 中方 605 666 666 666 666 666 666 666 666 666 8419 日方 785 785 785 785 785 783 783 783 782 782 1039 3 4.隔震层布置对比 中日双方隔震层的支座布置图如图5和图6所示.

中日双方均采用有铅芯和无铅芯的叠层橡胶支座.

中方支座直径为400mm和500mm，日方支座直径为750mm，800mm和900mm.

双方的区别主要为：日 方上部结构暂没有考虑建筑楼梯间的影响，而中方认为楼梯间作为建筑的逃生通道，其重要性很高，因此 考虑了楼梯间的隔震：日方采用一柱一支座的布置形式，中方采用一柱多支座的形式.

日方采用的大直径 的一柱一支座的布置是对隔震结构有利的，支座直径越大支座的变形能力就越大，整体结构的周期就延长 越多，隔震效果就越明显，从表5隔震结构的自振周期对比可知，中方隔震后结构自振周期在2.39s而日 方长达4.707s.

中方选用小直径支座主要是基于以下几点考虑：第一，采用小直径支座可以达到降一度的 隔震目标：第二，支座越大其造价越高，通过经济性对比，采用小支座更有优势.

图5中方隔震支座布置图 图6日方隔震支座布置图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表5中日双方结构自振周期对比-隔震结构（单位s） 模态阶数 中方计算结果 日方计算结果 y100% y-250% y175% x向平 1 2.390 长向平动 2.558 长向平动 4.707 动 2.291 短向平动 短向平动 Y向平 2 2.437 4.645 动 2.214 扭转 2.260 扭转 0.532 x向平 3 动 5.结构地震响应对比 中日双方隔震结构计算均采用时程分析法，根据两国规范，中方选用三条地震波（两条天然波、一条 人工波）的计算结果最大值，日方选用七条地震波的计算结果最大值，地震波和规范反应谱的比较如图7 所示.

中方比较结果 日方比较结果 图7中日双方地震波和规范反应谱的比较 从表2可知，日方的结构抗震性能目标是在水准1和水准2下，上部结构均为弹性.

因此日方是按支 座变形为=175%，地震作用为水准2的条件进行上部结构的计算和设计.

中方设计时，先计算出减震系数， 再根据隔震后的水平地震影响系数进行上部结构设计.

中方的减震系数计算结果如图8所示，减震系数均 小于0.4，上部结构按7度（0.15g）进行设计.

层剪力减震系数 层倾覆力矩减震系数 图8水平向减震系数计算结果 图9和图10为中日双方层剪力和层倾覆力矩的计算结果.

日方设计用层剪力和层弯矩比中方大很多， 如设计用X向层剪力中方最大值为3951kN，日方约为7400kN.

出现这样的计算结果是由于日方的隔震结 构抗震性能目标为在水准2作用下，上部结构保持弹性，相当于中国规范的大震弹性设计.

而中方是小震

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层建筑大跨度拱架结构设计 罗赤宇陈星林景华张小良 （广东省建筑设计研究院.

广州510010） 提要：本文提出高层建筑大跨度拱架结构的概念，闸述了拱架结构在多个项目中应用的关键技术及研 究分析重点，着重介绍了广州报业文化中心采用的钢筋混凝土筒体支承的钢管混凝土拱架结构的设计特 点及专项分析.

关键词：高层建筑大跨度拱架结构混合结构稳定分析 0引言 拱是一种主要承受轴向压力并在竖向荷载作用下产生水平推力的曲线或折线形构件.

拱结构由 于推力的存在，拱的弯矩比同跨度、等荷载的梁的弯矩要小得多，能够充分发挥构件的抗压承载能 力，是一种高效的结构，因此广泛应用于大跨度空间结构及桥梁结构中.

拱结构设计中重要的环节 是解决拱水平推力的问题，不同的跨度、矢跨比及荷载的结构可根据实际情况采用不同的结构处理 方法，拱脚支座应采用传力可靠、连接简单的构造形式”.

大跨度拱结构可利用地基基础或两侧框 架结构直接承受水平推力，也可利用拱脚拉杆平衡水平推力.

高层建筑抗震概念上要求竖向体型宜规则、均匀，结构侧向刚度宜下大上小，结构承受的水 主体结构中.

随着建筑造型的创新，更多大跨度的连廊或连体结构产生，由于桁架的腹杆对建筑空 间影响较大，在某些情况下常规的桁架结构已不满足建筑空间的要求：面作为一种造型关观的结构， 解决好抗震性能及拱脚推力等关键问题，经典的拱结构也能应用于建筑的主体结构中.

2工程应用 高层建筑结构在地震及风荷载作用下承受较大的水平力，而拱架结构应用于高层建筑主体结构 中更要合理解决拱脚推力对结构产生的附加水平力间题.

结构设计上可利用拱脚拉杆承受拉力而形 成自平衡体系，拱结构以滑动支座的方式与两侧结构形成弱连接：而采用两侧多跨框架及剪力墙结 构承受推力而形成刚性连接的整体拱架结构，则更能满足结构的整体刚度及抗震性能的要求.

近年 来，根据不同工程的建筑空间需求及技术特点，广东省建筑设计研究院已在多个高层建筑项目上进 行了大跨度拱架混合结构的设计与应用研究.

2.1名盛广场A区 名盛广场位于广州市北京路，由于项目A区建筑需跨越市政道路，形成45米跨度承托4层的大跨 度转换结构，设计上首次将桥梁拱架结构应用于建筑中（图1）.

拱架结构高度为28.2m，矢跨比为 作者箭介：罗秀宇，1972年5月出生，男，碳士，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 1/2.25，两福拱架间距离为15m，两侧再悬挑4m，平面尺寸为50m×23m（图2）.

抗震设防烈度为7 度，基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，抗震设防类别为乙类.

结构设计利用两个电梯筒及设置加强横墙的双钢管混凝土组合柱作为竖向支承结构，并同时承 受大部分的拱脚推力：支承结构间混合结构拱架的拱肋采用截面为1175mm×1000mm的带约束拉杆矩 形钢管混凝土构件：拱架结构拱脚设在二、三层楼面标高处，以二、三层平面中内设预应力钢铰索 的钢箱梁作为拱架的拉杆，平衡部分的推力，其中二层钢箱梁截面为1175m×1500mm，三层截面为 1175mm×800mm，均采用厚度小于30mm的钢板，梁截面高度均能满足建筑使用要求：各层楼盖结构 以466mm×466mm方钢管及预应力钢铰线悬索拉吊于拱架上，与拱体和拉杆形成大跨度拱架结构：由 于拱的作用可使大跨度结构成为现实，同时由于各构件组合面成的巨型框架又可成为稳定的结构体 系，可承受各种使用荷载及外部作用，预应力钢较线悬索的采用则较好地解决了吊杆传力不明确的 问题并使结构的挠度得到了有效的控制.

范形钥管乳凝士棋架 楼层钢果 拉索吊杆 0006 剪力墙 内设预应力射收素的据着柔 双钢管耗获土组合柱 45000 图1钢一混凝土组合拱架结构 由于类似的结构在国内外应用较少，为了确保结构的安全及计算的准确型，计算上采用了 SAP2000、ETABS及ANSYS等程序对结构进行了较深入的分析，并进行了结构模型试验（图3）.

试 验表明拱架模型的承载力及变形能力满足设计要求，拱肋可起到很好的压力传递作用，由于拱顶竖 向荷载主要通过吊杆传递，吊杆节点及节点区的下翼缘腹板是结构的薄弱部分，需采用措施改善其 受力性能.

参考结构试验的数据，在对包括地震作用、风荷载及施工因素等各种可能出现的工况 组合进行详细分析后，针对性地采用了加厚节点板及吊杆内置拉索等措施进行结构薄弱部位的构造 加强.

根据工程完工后的结构变形实测资料，拱架最大挠度小于1/800，符合规范及使用的要求.

5000 铜板剪力境 炖形树管乳疫土棋架 双朝管湿凝土组合柱 内流预应力钢位需的钢箱梁 s666 8000 8160 6000 10045 5000 图2二层结构布置图 图3拱架结构试验
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2广州报业文化中心1号连廊 广州报业文化中心位于广州市海珠区，项目中的1号连廊主要功能为餐厅及培训室，屋面为花 园（图4）.

连廊结构高度为30.2m，结构跨度为76m，平面长宽比为7.6，支座筒体的高宽比为4.2， 连廊靠两端支座筒体支承，属于特殊类型的超限高层建筑.

工程抗震设防烈度为7度（0.1g），设 计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，抗震设防类别为丙类.

综合考虑结构体型特征、受力特点及建筑功能与外观等因素，通过对连廊结构选型进行方案比 选，结构设计最终确定采用钢筋混凝土筒体支承的大跨度拱架混合结构体系（图5），拱架矢跨比 约为1/5.

与常规的桁架方案相比较，本工程采用拱架结构具有如下优势：1）结构简洁合理，传力 路径更清晰：2）对建筑使用空间的影响小（尤其是5-6层）：3）结构经济性较好，桁架方案的初 步统计用钢量（不含钢筋）约为1000吨，而拱架方案则约为800吨，可节省约20%的钢材用量.

连廊主体结构由两侧筒体、拱架与楼盖主次梁钢结构组成，楼板采用钢-混凝土组合楼板.

拱肋 采用矩形钢管混凝土构件，截面为1100×600mm，主要框架梁截面为箱形梁700×600×25×25mm（内 置预应力索的拱底拉杆）、H750×350×20×25mm及H600×300×16×18mm.

楼盖设水平斜撑以加 强楼盖刚度，支座筒体内部及及其相连的一跨连廊端部楼板板厚为200mm：连廊中部其余楼板板厚 为120mm（采用LC30轻质混凝土）.

为提高支承筒体的抗剪承载力及确保节点的内力传递，两侧筒 体内置型钢框架及斜撑（图6）： 图4连廊效果图 图5连廊计算模型图 换阳箱节点 内设预应力拉常的钢量 调读质量阳范器 内置铜骨支排剪力墙 内置钢晋文撑剪方墙 图6拱架结构示意图 2.3赫基国际大厦 赫基国际大厦位于广州市琶洲，由于建筑功能的需求，塔楼与裙楼连成整体，并在塔楼与裙楼 之间形成跨度40m的大跨度连体结构.

主体结构高度为178.8m，塔楼采用框架一核心筒结构体系 （图7）.

工程抗震设防烈度为7度（0.1g），设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，抗震设防
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 类别为乙类.

考虑到连体跨度较大且建筑空间要求较高，经结构方案比选，确定采用传力合理又能最大程度 满足建筑使用功能的拱架结构，在三层与五层间设置钢-混凝土混合结构跨层拱架.

本工程拱架连 体结构与塔楼及裙楼连成整体，拱架顶结构高度为24.5m，矢跨比约为1/2.5，拱脚推力除通过两侧 结构承受外，拱架底部两层拉杆同时施加预应力以减小附加水平作用.

支承柱及拱肋均采用抗压承 载力高的矩形钢管混凝土构件，柱截面为1600×1200×50×50mm，拱肋截面为1000×1000×40× 40mm.拱架范围采用钢梁及组合楼盖，竖向吊柱及拱架底部两层梁存在受拉情况，均采用设置预应力 拉索的箱形钢构件.

为保证整个转换结构体系的侧向稳定性，各层平面设置了间距约2.5m的密肋梁，梁与拱架转换 构件采用刚接，拱架外侧设置了两道平面支撑，支撑与梁较接（图8）.

在楼盖构造方面，连体结 构楼板加厚为150mm，拱架GJ与各楼层梁板相交处局部区域加厚为200mm，并提高各层楼板的顺连 体跨度方向的通长板筋配筋率.

拱架各层平面的加强措施既满足了外跨悬挑及楼盖各种工况受力的 需要，又增强了结构的整体刚度.

考虑到转换构件的重要性，拱架中的关键构件均按中震弹性设计， 拱肋及支承柱同时需满足大震不屈服的抗震性能目标要求.

AF PBC1 PBC2 1021 GL1 GDZ1 21 连体部位 PBC2 图7结构模型示意图 图8 拱脚楼层结构布置图 3研究及计算分析 大跨度拱架结构的受力特点与常规的高塔式高层建筑不同，设计及分析中需要安全合理地解决 结构的抗震性能、整体稳定、拱架推力及楼盖舒适度等关键问题.

本文以广州报业文化中心的1号 连廊为例，针对两端钢筋混凝土筒体支承的钢管混凝土拱架这一特殊的结构体系，在常规结构分析 及研究的基础上，通过不同计算分析手段针对拱架结构进行了特殊的专项研究与分析.

3.1结构整体分析概况 拱架结构整体分析计算以《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3一2010）为主要依据，地震 作用计算参考场地地震安全性评估报告，小震计算取规范与安评报告的包络值，中震与大震计算按 规范的参数.

风作用分析时按广州市重现期为100年的基本风压0.6kN/m²考虑，地面粗糙度类别为
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 B类.

整体计算选用MIDAS/GEN作为弹性分析软件，PKPM-PMSAP作为复核分析软件.

针对结 构形式的特殊性、重要性，为充分考虑各种情况对结构受力特性的影响，计算分析过程中进行了多 项对比工作，如带地下室与不带地下室模型的对比、有楼板与无楼板的对比、楼盖平面内有斜撑与 无斜撑的对比、拱底拉杆施加预应力与不施加预应力的对比等.

整体分析主要结果如表1所示.

表1整体结构分析结果 计算软件 MIDAS/GEN PMSAP 计算据型数 360 36 结构总质量/t 10533 10862 第1.2阶平动周期 T;=0. 60s T;=0. 46s T;=0. 67s T=0. 48s 第1阶扭转周期 T =0. 33s T =0. 36s 基底剪力/kx x向地震 4820 4203 Y向地震 4593 4147 剪重比 X向 4. 6% 3.9% Y向 4. 4% 3. 8% 倾覆力矩/（kNn） x向地震 115903 101542 Y向地震 114289 101953 X向风 <1/20000 (4F) <1/20000（4F) 最大层间位移角 Y向风 1/6981 (4F) 1/12132 (4F) （层号） X向地震 1/5245 (5F) 1/5432 (6F) Y向地震 1/2229 (6F) 1/2405 (7F) 考虑偶然偏心最大扭转 X向 1. 356 (6F) 1. 563(7F) 位移比（层号） Y向 1. 691 (6F) 1. 634 (5F) 3.2整体稳定性分析 本项目拱架结构的整体稳定性验算主要针对拱肋进行弹性屈曲分析，采用MIDAS/GEN、PMSAP 软件，暂未考虑结构初始缺陷及材料非线性，并对楼板、水平斜撑对结构整体稳定性的贡献进行对 比及评价，MIDAS/GEN模态分析结果如图9所示，其中N为稳定安全系数. 第一模态（N=25.3） 第二模态（N=25.8) 第三模态（N=27.6) 图9拱架结构稳定分析 为了对比研究楼板、水平斜撑在结构整体稳定性上的贡献，分别建立三个对比模型：模型A（无 楼板-无水平斜撑）、模型B（无楼板-有水平斜撑）、模型C（有楼板有水平斜撑），各自进行结 构弹性屈曲分析，对前三阶屈曲模态的稳定安全系数N进行对比，具体结果如表2. 表2楼板及水平斜撑对拱肋整体稳定性的影响 稳定安全系数N 对比模型 第一阶屈曲 第三阶届曲 无楼板 无水平斜撑 6.0 7.1 8.9 有水平斜撑 16.3 16.3 22.3 有楼板有水平斜撑 25. 3 25.8 27.6

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 国家开发银行辽宁省分行营业用房项目 超限高层结构设计 罗建国，刘林林，李春前，朱勇军，江坤生 （悉地（北京）国际建筑设计顺间有限公司，北京100012) 摘要国家开发银行辽宁省分行营业用房项目主体地上21层，地下2层，结构高度109.8m，建筑标准层平面呈不 规则的凹形，楼板开洞的面积较大，且竖向局部相邻层层高突变，属于复杂超限高层建筑.

具体设计时，从抗震 概念设计出发，采用 PKPM 2010系列 PMSAP(SPASCAD）模块及MIDASbui1ding2012对结构进行了整体弹性分析、 反应谱分析（小震弹性，中震弹性/不屈服）和小震弹性时程分析，采用PKP2010系列EPDAAPUSH模块进行了 大震静力弹塑性推覆分析.

同时，针对多项超限情况，提出了对应的抗震构造措施，实现了预定的抗震性能目标， 可供同类型工程设计借鉴.

关键词高层建筑，不规则，抗震性能，超限设计，技术措施 1工程概况 国家开发银行辽宁省分行营业用房项目位于沈阳市沈河区青年大街与 西滨河路交汇处，沈阳凯宾斯基酒店以东，面向沈阳市中心地带最大的绿化 区域--青年公园，总建筑面积约为4.3万㎡，建筑效果图如图1所示.

主 体地上为21层，结构总高109.8米，底部6层层高5.1m~8.1m，以上标准 层层高4.5m：地下2层，层高分别为4.5m与6m.

建筑标准层平面呈不规则的凹形，整个平面凹形的两肢近似于一个单向 拉长的框筒结构，两肢通过中间的连廊连接.

在4、5、6层整层都有楼板， 从8层起北侧凹口每三层有楼板连接（图2（d））.

在楼层最顶层设置水 平放置的巨型交叉支撑（图2（e）），在凹形平面南北两侧立面6层以上 均为玻璃幕墙.

平面因建筑效果的需要，中庭两侧柱子为斜柱.

结构三维模 型图及主要楼层平面图见图2.

图1正立面效果图 （a）三维模型 （b）中庭剖面 （e）标准层平面（一） （d）标准层平面（二） （e）顶层平面 图2三潍模型及结构平面图 作者摘介：罗建国（1975-），男，士 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 主体结构为部分采用型钢混凝土构件的钢筋混凝土框架-剪力墙结构，由于大多数楼层楼板不连续， 左右两肢核心筒仅靠中间5m左右宽的楼板联系，南侧斜柱对楼板也会产生一定的应力作用，因此采用现 浇钢筋混凝土梁板结构，且适当增大板厚，同时考虑钢筋双层双向拉通配置.

本项目的设计使用年限为50年，抗震设防类别为乙类，安全等级为一级，所在地区的抗震设防烈度 为7度（0.10g），设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类.

承载力设计时风荷载按100年一遇取值， 风压值为0.60kN/m，地面粗糙度为C类.

基础采用天然地基上的筏板基础，基础埋深约12.8m.

2超限情况及抗震性能目标 根据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点（2010年）》，本项目所涉及的超限项目主要有 以下4个方面： （1） 第2a项和第3项，即平面凹凸不规则和楼板不连续，因平面造型使得多层楼板开洞面积较大， 出现了平面凹凸尺寸超过相应边长的30%、楼板开洞面积大于30%或有效宽度小于50%的情况： (2) 第6项，即承载力突变.

第47标准层层层高分别为8.1m、5.1m、6.0m和4.5m，导致第4、 6标准层的抗剪承载力不满足大于相邻上一层的80%的要求： (3) 第7项，即其他不规则.

主要体现在局部存在斜柱.

本工程中框架的抗震等级为一级，剪力墙的抗震等级为一级，在满足国家、地方规范的同时，根据性 能化抗震设计的概念进行设计，各构件的抗震设计的性能目标见表1-3.

表1抗震设计的性能目标 地震烈度水准 小震 中霞 大霞 最大层间位移角限值 1/800 1/300 1/100 第3水准 核心筒主要 第4水准 轻微损坏（底部加强部位：抗 墙体 剪弹性，抗弯不屈服：其他楼 轻微损坏部分中度损坏 层：不屈服） （抗弯部分进入塑性） 竖向 斜框架柱及 第3水准 第4水准 中间连库两 第1水准 构件 轻微损坏，抗剪弹性，抗弯不 轻微损坏部分中度损坏 构 侧框架柱 结构完好无 屈服 （抗弯部分进入塑性） 件 损环（抗弯、 抗剪均处于 第3水准 第4水准 其他垂直框 弹性状态） 轻微损坏（底部加强部位：抗 架柱 剪弹性，抗弯不屈服：其他楼 轻微损坏部分中度损坏 层：不屈服） （抗弯部分进入塑性） 水平 第3水准 第4水准 构件 大跨度梁 轻微损坏部分中度损坏，（抗 中度损坏 剪弹性，抗弯部分进入塑性） （抗弯多数进入塑性）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3结构计算分析 本工程采用PKPM 2010系列PMSAP(SPASCAD)模块进行各工况下的整体分析I、51，采用MIDAS building2012对弹性阶段的整体分析进行校核.

根据抗震规范（GB50011-2010），还宜进行大震下弹塑 性变形验算，故采用PKPM 2010系列EPDA&PUSH模块进行了静力弹塑性推覆分析（pushover分析）.

3.1小震反应谱及风荷载作用下的弹性计算分析 采用场地地震安全性评价报告给出的地震动参数比抗震规范（GB50011-2010）中相应的指标均有一定 程度的提高，因此，在进行小震计算时采用安评谱，并考虑双向地震作用：而在中震、大震计算时采用规 范谱.

采用PMSAP和MIDAS的小震计算结果如表2所示.

从表2中可以看出，PMSAP（SPASCAD)及MIDAS两种软件分析的各项弹性指标具有一致性和规律性，表 明使用的软件是可行的，模型的计算结果是可信的.

此外，弹性分析结果符合工程经验及力学概念所做的 判断，结构具有合适的刚度，计算结果均满足现行国家规范及规程的要求.

表2小震反应谱及风载作用下弹性计算结果 项目 PMSAP (SPASCAD) MIDAS 规范限值 (秒) 振动方向 (秒) 振动方向 T1 2.3950 (X) 6765 (X) T2 1. 8262 (Y) 1.8858 (Y) 周期 T 3 1. 7514 （) 1. 8057 () X 96. 20% X 93. 74% 90%（满足要求） 质量参与系数 Y 96. 00% 91. 28% 90%（满足要求） Tt 扭/T1 0.73 0.70 0.85（满足要求） x 1/4472 1/3673 风载下位移角 Y 1/8350 1/7448 1/1446 1/800（满足要求） 地震作用下 x 1/1320 位移角 Y 1/2230 1/2037 x向最大位移与 层平均位移比 1. 135 1. 134 X向最大层间位移 与平均层间位移比 1. 156 1. 197 地震作用下 位移比 1.2（满足要求） 向最大位移与 1. 145 层平均位移比 1.153 X向最大层间位移 与平均层间位移比 1.114 1.146 地震作用下 x 18679 23680 基底剪力 Y 18489 22423 X 向 (E;dx / GF°) 6.53 5.75 重比 1.4（满足要求） Y向（Ejdx/GH°) 11. 34 10.74
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.2小震弹性时程计算分析 按抗震规范（GB50011-2010）的要求，采用5条天然波和2条人工波进行小震弹性时程分析，并与反 应谱分析结果进行对比.

两种方法计算所得的基底剪力见表3.

表3小震弹性时程分析与反应谱分析结果对比 0（向） 90°（Y向） 时程分析 基底剪力(kx) 时程基底剪力/ 基底剪力(kN) 时程基底剪力/ 反应谱基底剪力 反应谱基底剪力 天然波 Holly 14258 0. 76≥ 0. 65 19273 0. 81 ≥ 0. 65 天然波 TD-JHX1 18257 0. 98≥ 0.65 22874 0. 97≥ 0.65 天然波 TD-JHY1 19492 1. 04 ≥ 0.65 22575 0. 95 ≥ 0. 65 天然波 TD-JHY3 16181 0. 87 ≥ 0.65 19305 0. 82 ≥ 0. 65 天然波Elcent 16015 0. 86≥ 0. 65 66161 0. 84≥ 0. 65 人工波 DBSC50632 18732 1. 00≥ 0. 65 23737 1. 00≥ 0. 65 人工波 DBSC50633 16122 0. 86≥ 0. 65 17666 0. 75 ≥ 0. 65 时程分析平均值 0. 91 ≥ 0.80 20747 0. 88≥ 0.80 反应语值 18679 23680 表3及图3中的结果表明，每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%，多条时程曲线计算的结构底部剪力的平均值不小于振型分解反应谱法计算结果的80%，说明时程 波选取是合适、满足规范的.

另外，由图4可以看出，在结构前2个周期点上，时程平均谱的地震影响系数与规范谱影响系数分别 相差11.1%、19.2%，满足不大于20%的要求.

规范谱 10-03 中X1 平均语 T0-N) DBSCSO6L 1400 图3安评谱与规范谱层间剪力的对比 图4安评谱与规范谱的对比 3.3中震弹性/不屈服计算分析 目前的中震设计是在小震计算的基础上调整计算参数和设置各种抗震构造措施来实现的，中震弹性即 指结构在中震作用下，结构承载力满足弹性设计要求，计算时不考虑地震内力调整，采用与小震时相同的 作用分项系数、材料分项系数和抗震承载力调整系数，不考虑风荷载作用.

中震不屈服即结构在中震作用 下，结构承载力满足不屈服设计要求，计算时不考虑地震组合内力调整，荷载作用分项系数取1.0，材料 强度取标准值，抗震承载力调整系数取1.0，不考虑风荷载作用.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 由底部若干层的构件配筋信息可以看出，剪力墙、垂直框架柱的底部加强区、斜框架柱和中间连廊两 侧框架柱以及大跨度梁均能满足中震下抗剪、抗弯弹性的要求，这也表明上述部位同时也满足中震不屈服 的要求.

3.4大震静力推覆（pushover）计算分析 大震静力弹塑性推覆分析（pushover）的目的在于满足“大震不倒”的第三水准抗震目标，同时对结 构在大震下的薄弱层和塑性较发生发生部位加以预测.

x向 Y向 280851 1 图5大震下需求谱一能力谱关系对比曲线 图5为计算所得的需求谱与能力谱关系曲线，其交点即是“性能点”，表4给出了大震下性能点处的 基底剪力、顶点位移和层间位移角及其与小震弹性结果的关系.

表4大震下性能点处计算结果 指标 计算结果 X向 Y向 大震 69447 74844 基底剪力 小震 18679 23680 大震/小震 3.72 5.48 大震 280. 4 151. 0 顶点位移 小震 51.2 37. 4 大震/小震 3. 16 3.97 大震 1/322 1/557 层间位移角 小震 1/1446 1/2230 大震/小震 4. 49 4. 00 如上述图、表所示，在大震性能点步骤下，两个方向的弹塑性层间位移角均小于规范要求限值1/100， 说明结构具有足够的刚度储备和内力重分布的能力，不至于被破坏到临界倒場极限状态.

因此，结构整体 抗震性能满足大震不倒塌的抗震性能目标，故可判断为结构“大震不倒”.

同时，计算中还发现底部第1、 2层部分墙体存在比较严重的刚度退化现象，应对这些墙体进行加强.

从结构在大震下的变形和塑性较出 现位置及发展状态来看，现设计方案是安全可行的.