杨志勇、王雁昆等-弹性及弹塑性时程分析地震波有效选取方法.pdf
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
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”，
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
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
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杨党辉、苏原等-BIM技术在结构设计中的应用问题分析.pdf
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
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
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
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
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
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杜斌、朱春明-独基加防水板基础设计的有限元方法初探.pdf
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
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
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，
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
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.
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李霆、陈焰周等-巨型框架与框筒双重结构体系设计.pdf
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
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
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）.
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李霆、陈焰周等-巨型框架与框筒双重结构体系抗震性能分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 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
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
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李霆、胡紫东等-中日隔震结构设计方法对比.pdf
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
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
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
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
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罗赤宇、陈星等-高层建筑大跨度拱架结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文2014年 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
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
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
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
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
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罗建国、刘林林等-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.pdf
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
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）
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
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.
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符龙彪、陈凯等-建筑外形影响下的高层建筑扭转风荷载研究.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文 2014年 建筑外形影响下的高层建筑扭转风荷载 研究 符龙彪 ！
²，陈凯 ，何连华"，武林，钱基宏12 （1.中国建筑科学研究院，北京.
100013：2.住房和城乡建设部防灾研究中心） 摘要：本文基于风洞试验对某超高层建筑表面风荷骏特性及结构风响应特性进行了分析研究，指出了建筑物表 面风荷载不均匀分布的特点带来的扭转效应较为显著，给结构设计带来不利影响.
同时，比较分析表明通过增加 结构的刚度，可以有效地降低某些风荷载响应，但由于会改变不同响应之间的相关性，所以，会造成另外一些响 应的增大.
关键词：风洞试验：风振分析：风荷载：不均匀分布 1引言 超高层建筑的横风向风振较为突出，在很多情况下横风向等效荷载往往会超过顺风向成为控制荷载， 因此研究者对超高层建筑的横风向风振历来比较关注2.
然而，在某些特定条件下扭转风振效应对超高 层结构的不利影响也不可忽视，比如在结构偏心情况下，横风向和扭转可能发生耦合从而加剧扭转风振效 应吗：而由于建筑外形的影响，风压分布也可能出现较强的不对称性从而造成显著的扭转荷载，为结构设 计带来挑战.
2012年施行的《建筑结构荷载》GB50009也对高层建筑的横风向和扭转风振等效荷载的计 算方法及组合工况做出了具体规定，凸显出这两类风荷载对超高层建筑抗风设计的重要性.
本文以某幢约260米高建筑的风洞试验和风振分析为背景，结合建筑外形特点对主体建筑表面风荷载 特性进行了深入分析，再结合结构动力特性分析了风致振动响应的特点.
通过研究分析，一方面为结构设 计工作提供了很好的参考，另一方面也获取了一些新的高层建筑风荷载特性认识，可以为今后的高层设计 工作提供参考.
2风洞试验 本工程的试验是在中国建筑科学研究院风洞实验室进行.
该风洞为直流下吹式风洞，全长96.5m， 包含两个试验段.
本试验在高速试验段进行，试验段尺寸为4米宽、3米高、22米长，风速在2m/s到30m/s 连续可调.
根据风洞阻塞度要求、转盘尺寸及原型尺寸，试验模型缩尺比确定为1:300.
模型根据建筑图纸准 确模拟了建筑外形，以反映建筑外形对表面风压分布的影响.
图1模型在风洞中（右侧为建筑平面基本形式） “十二五”国家科技支撑计划课癌（20128AJ07B01) 作者摘介：符龙彪（1974-），男，硕士，高级工程师
图2为在风洞中采用尖劈配合粗糙元的方法模拟得到的风速剖面.
300 250 250 29 150 DD uu %)) 图2试验风速制面 3试验结果与分析 经过对试验结果进行分析，发现建筑物表面风荷载的分布差异较大，具有明显的同一表面不均匀 分布的特点.
如图3所示，同一表面的左右两边的体型系数差异很大.
Outside 图3某个风向下建筑主体表面体型系数 上述的风荷载的分布特点和依据规范进行风荷载取值形成了非常大的差别，按照规范的取值，通 常都会是一个统一的体型系数，就好像图4示意的那样.
x 图4建筑物表面风荷载均匀分布示意
由于本工程建筑表面风荷载呈不均匀分布，如 图5所示，因此，风荷载扭矩作用愈发明显.
X 图5建筑物表面风荷载不均匀分布示意 4风振分析 初设时结构的动力特性如表1，从动力特性来看，结构是比较合理的.
表1原有结构动力特性 模态 周期（s） 形态 1 6.36 Y方向平动 2 5.17 X方向平动 3 4. 89 扭转 依据广义坐标合成法对结构进行了风致振动分析，在基于位移等效的风荷载作用下，结构在30 至40层之间的楼层最大层间位移角（见图6）超出了1500. oritx 0.00050.0010.00150.0020.00250.003 图6楼层最大层间位移角
图7结构垂直支撑示意 调整之后，结构的动力特性如表2.
经过调整很好地改善了结构抗扭转的能力，结构楼层最大层间 位移角很好地控制在1500以内（见图8）.
表2调整后结构动力特性 模态 周期（s） 形态 1 5.86 Y方向平动 2 4. 97 X方向平动 3 4. 14 扭转 DrtX -DritY 0.0005 0.001 0.0015 0.002 0.0025 图8调整后结构楼层最大层间位移角
而基底脉动量则有不同程度的下降.
质心处 的位移则因为结构刚度增强，平均值和脉动值均有所下降.
质心处基底力的相关系数则发生较大变化.
表4质心处基底力的相关系数 Dy_Fx Dy_Fy Dy_Mz 原 -0.143 0.984 -0.043 新 -0.405 0.982 -0.113 以Mz为例，原结构方案下，Dy最大值对应的基底扭矩为 27.93x6.02x(-0.043)=-28.7 而新结构方案下，Dy对应的基底弯矩则为 -27.93x4.88x(-0.113)=-29.6 增加约3%.
x方向总剪力也有较为明显的增加 原：-3.043x3.52x(-0.143)=-4.55 新：-3.043x3.35x(-0.405)=-7.11 增加约60% 可见，对应y向位移最大值的等效荷载增加，主要是Fx和Mz与Dy的相关性增强造成的.
这种变化 在未进行风振计算之前是无法预知的.
5结论 综合本工程风洞试验的风荷载分布特性分析可以看出，对于那些对偏心荷载作用比较敏感的建筑 物，需要留意表面风荷载呈不均匀分布时所造成的扭转效应.
就本工程而言，通过增设支撑的结构措施，有效地提高了结构的抗扭刚度，降低了结构在风荷载 作用的位移响应，同时在一定程度上加大了Fx和Mz与Dy的相关性.
参考文献 [1]金新阳，陈凯，唐意等，建筑风工程研究与应用的新进展，建筑结构，2011 41(11):111-117 [2]顾明，叶丰，高层建筑的横风向激励特性和计算模型的研究土木工程学报，2006 39（2]：1-5. [3]唐意，顾明，金新阳，偏心超高层建筑的风振研究同济大学学报，2010 38(2]:178-182 [4]《建筑结构荷载规范》GB50009-2012.中国建筑工业出版社，2012 [5]陈凯，钱基宏，随机振动间题的广义坐标合成法.计算力学学报，2012，29[2]：171-177
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童来富、恽波等-绍兴某超高层大跨高位连体结构设计剖析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 绍兴某超高层 大跨 高位连体结构设计剖析 童来富 恽波 单玉川周晓悦魏子丹张庆山裘涛 （浙江工业大学建筑规划设计研究院有限公司，杭州310014） 摘要：绍兴某超高层双塔在标高79.100米处采用钢连廊进行连接，成为高位连体结构.
因为连廊跨度（45.0m） 较大，自身刚度不足以协调双塔的变形，连廊与塔楼按弱连接的原则进行设计.
采用铅芯橡胶支座的连 接形式，在保证连廊的变形满足正常使用要求下，尽量减小连廊对双塔的影响，本工程采用抗震性能化 目标的设计方法，通过单塔和整体模型在小震、罕遇地震下的静力和动力分析，对比塔楼有无连廊的动 力响应.
分析结果表明，工程整体和各构件均可达到既定的抗震性能化目标：设置隔震支座的连廊对塔 楼的影响有限，按单塔进行设计并局部采取加强措施是能够满足实际工程要求的.
关键词：钢连廊，铅芯橡胶支座，弱连接，抗震性能化目标 1工程概况 本项目建设地点位于绍兴迪荡新城CBD的核心区块内的B2地块，工程总用地12997平方米，总建筑 面积176658平方米，其中地上134514平方米，地下43038平方米.
本工程地下3层，采用整体地下室， 主要功能为地下车库和设备用房：地上结构长141.5米，宽55.5米，设两条伸缩缝（兼做抗震缝），把 上部结构分为三个结构单体.
南面结构单体15层为商业，541层为办公：北面结构单体15层为商业， 5~41层为宾馆：中间结构单体共五层，为商业.
南北塔楼屋面高度为161.1m，以上为泵房、机房和水箱 层.
中部裙房采用全现浇钢筋混凝土框架结构，塔楼均采用全现浇钢筋混凝土框架一核心筒结构，标准层 层高皆为3.6米.
在标高60.1米（15层）和115.1米（30层）各设置一个避难层，层高4.6米.
图1塔楼二十层平面图 作者簧介：重米富（1977一），男，学士，工程师
在南北塔楼的水箱层（标高167.7米）核心筒上有莲花形钢构架，高 18.9米.
钢构架顶部有24.2米高稳杆，榆杆顶部标高210.8米.
按照现行《建筑抗震设计规范》及《高 层混凝土结构设计规程》，本项目属于B级高度的连体超高层建筑.
向限位支座 铂芯橡胶支座 铅芯橡胶支座 图3连廊支座示意图 tEEk 片 E4E 图4铅芯橡胶支座 图2双塔带连廊模型 2工程抗震超限情况和设计原则 本工程抗震设防类别为丙类，设防烈度为6度，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第一组.
基本风 压取100年重现期的风压0.50KN/m，并考虑塔楼互相干扰放大系数1.1，地面粗糙度为B类.
本工程塔 楼总高度161.1米，超过A级高度高层建筑的限值（150米）11.1米属B级高度高层建筑，且在标高79.1 2
本工程钢连廊跨度大，位置高，采用双层钢桁架结构，自身刚度不足以协调两边塔楼的位移，因而与 塔楼的连接采用弱连接.
连廊下弦置塔楼处设置四个铅芯橡胶隔震支座，上弦侧面设置四个限位橡胶支 座.
铅芯橡胶支座选取合适的刚度、阻尼和屈服力，使支座在风荷载和小震作用下保持弹性工作状态，连 廊的变形满足正常使用要求，又使连廊对相连双塔的影响力减至最小.
支座的最大塑性变形量大于罕遇大 震作用下的支座位移.
本工程采用基于性能的抗震设计方法：总体的抗震性能目标为C级，置连廊的框架柱梁和塔楼顶钢 构架抗震性能目标为B级，钢连廊抗震性能目标为A级.
根据《高规》第3.7.3条之规定，本工程多遇地 震作用下结构层间位移角不大于1/750.
罕遇地震作用时，层间弹塑性位移角不大于1/100.
根据本工程超限情况，拟定结构抗震性能水准见表1.
表1（结构抗震性能水准） 小震 中震 大震 结构整体 结构完好，无损 宏观损坏程度为轻度损坏，一般 宏观损坏程度为中度损坏，修复或加固后可 坏，不经过修理即 修理即可维续使用 继续使用 可维续使用 剪力墙（核心筒） 弹性 正截面承载力不屈服 允许少量进入塑性，控制截面剪压比，弹塑 抗剪弹性 性层间位移角满足不大于1/100 框架柱 弹性 正截面承载力不屈服 允许进入塑性，控制截面剪压比，弹塑性层 抗剪弹性 间位移角满足不大于1/100 框架梁 弹性 正截面承载力允许进入塑性，抗 允许进入塑性 剪不届服 剪力墙连梁 弹性 正截面承载力允许进入塑性，抗 允许进入塑性 剪不屈服 与钢连廊连接的 弹性 弹性 正截面承载力不屈服、抗剪弹性 框架柱梁 钢连廊 弹性 弹性 弹性 塔楼顶钢构架 弹性 弹性 正截面承载力不屈服、抗剪弹性 3钢连廊设计 铅芯橡胶支座选用GZY800-200（图4），性能参数如下： 竖向压力设计值：2500KN 竖向压缩刚度设计值：2300KN/mm 屈服力设计值：240KN 屈服前刚度设计值：18.85KN/mm 屈服后刚度设计值：1.450KN/mm 最大水平位移设计值：土300mm 采用3D3S和MIDASGEN两种软件，分析独立钢连廊在风荷载、水平地震和竖向地震共同作用下受力 状况.
结果表明在风载和小震作用下，支座最大剪切变形为11.04mm（风荷载下），见表2：支座最大水平 反力206.3KN（风荷载下）小于屈服力，铅芯橡胶支座处于弹性工作状态：由竖向地震产生的支座拉力， 远小于连廊自重引起的支座轴向压力：连廊的竖向自振频率大于5Hz.
3
在 与钢桁架端部对应的塔楼位置设置50mm厚的橡胶垫，作为缓冲防撞措施.
4单塔模型风荷载和小震下计算 根据高规（JGJ3-2010）B级高度的连体结构，应采用至少两个不同力学模型的结构分析软件进行计算.
本工程分别采用SATVE/PMSAP/MIDASBUILDING进行南北塔楼的单体弹性计算分析（反应谱和弹性时程）.
然波.
按双向地震波输入，主次方向的峰值加速度最大值按1：0.85的比例调整.
主要计算结果如下： 4.1周期： 表3（单塔周期） 南楼单塔模型周期 振型 SATVE PMSAP BUILDING 周期 报动系数（XYZ） 周期 报动成分（XYZ） 周期 振动因子（XYZ） 1 4.190 1. 000. 000. 00 3.926 1. 000. 000. 00 4.092 39. 40. 010. 06 2 3. 790 0. 001. 000. 00 3.653 0. 001. 000. 00 3.738 0. 0139. 10. 47 3 2.871 0. 010. 000. 99 3.140 0. 030. 000. 97 3.089 0. 240. 3198. 2 T1/T3 0. 685<0. 85 0. 799<0. 85 0. 755<0. 85 地震最大方向 1.677(度) 0.59度 有效质量系数 X: 99. 80% Y: 98. 31% X: 95. 7% Y: 96. 7% X: 91. 01% Y: 92. 44% 北楼单塔模型周期 振型 SATVE PMSAP BUILDING 周期 报动系数（XYZ） 周期 振动成分（XYZ） 周期 振动因子（XYZ） I 3.979 0. 950. 000. 05 3.966 0. 870. 010. 12 4.005 37. 90. 264. 36 2 3.614 0. 010.990. 00 3.557 0. 010 990. 00 3.616 0. 2538. 80. 16 3 3.038 0. 060. 000. 94 3.382 0. 030. 000. 97 3.343 8. 530. 0975. 4 T1/T3 0.764<0. 85 0.85 0.835<0.85 地震最大方向 4.316（度） 7.65度 有效质量系数 X: 99. 74%Y: 97. 51% X:94. 5%Y:94. 0% X:92. 98% Y: 92. 66% 4.2小震下位移和位移角 在小震作用下，顶部最大水平位移南塔楼70.8mm（X向），北塔楼70.3mm（X向）. 南塔楼在地震荷载作 用下，三个程序计算得到的X向及Y向最大层间位移角分别为1/2071和1/2544：北塔楼在地震荷载作用 下，三个程序计算得到的X向及Y向最大层间位移角分别为1/1759和1/2474，满足高范框架-核心筒结构 4 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 弹性层间位移角1/800限值的规定：南北塔楼大部分楼层扭转位移比均满足规范限值1.2，局部楼层超过 1.2.南塔楼最大扭转位移比1.40，北塔楼最大扭转位移比1.36，满足规范1.4的限值. 4.3弹性时程分析 弹性时程分析下，顶部最大水平位移南塔楼73.5mm（X向），北塔楼75.2mm（X向）.三条时程曲线计算 得到的结构底部剪力的平均值不小于振型分解反应谱方法求得的底部剪力的80%，符合规范要求. 三条时 程曲线计算得到层间位移角均满足规范要求. X、Y向的最大楼层位移曲线、最大层间位移角曲线、最大 楼层剪力的分析结果与振型分解反应谱方法计算结果趋势基本是一致的，没有出现异常情况. 4.4风荷载下位移和位移角 在风荷载作用下，顶部最大水平位移南塔楼134.7mm（X向），北塔楼148.0mm（X向）. 南塔楼在风荷载 作用下，三个程序计算计算得到的X向及Y向最大层间位移角分别为1/1286和1/1645：北塔楼在地震荷 载作用下，三个程序计算计算得到的X向及Y向最大层间位移角分别为1/1212和1/1651，满足规范框架一 核心筒的限值1/800：对比常遇小震作用下的层间位移角，本工程的侧向位移由风荷载控制. 5双塔带连廊模型风荷载和小震下计算分析 采用MIDASGEN8.0对整体模型进行弹性分析，整体模型包括钢连廊和塔楼屋顶钢构架. 分析的主要 结果如下： 5.1周期 表4（连体模型周期） 南楼 MIDAS GEN （整体模型） MIDASBUILDING（单塔） 振型 周期（t） 振动因子（XYZ） 周期（t） 振动因子（XYZ） 1 3.939 59. 30. 0140. 4 4.092 39. 40.010. 06 2 3.552 0. 0499. 30. 48 3.738 0. 0139. 10. 47 3 2.783 0. 250. 6290. 2 3.089 0.240.3198.2 北楼 MIDAS GEN （整体模型） MIDASBUILDING（单塔） 振型 周期（t） 振动成分（XYZ） 周期（t） 振动因子（XYZ） 1 3.869 49. 10. 6349. 9 4. 005 37. 90. 264. 36 2 3.440 2. 1995. 12. 52 3.616 0. 2538. 80. 16 3 3.048 17. 10. 8379. 3 3.343 8. 530. 0975. 4 5.2风荷载和小震作用下连廊支座搁置点位移（mm） 表5（连体模型支座搁置点位移） 南楼支座 MIDAS GEN（整体模型） MIDAS BUILDING（单塔） 搁置点 X位移 Y位移 Z位移 X位移 Y位移 Z位移 X向风荷载 49.3 1.5 1.0 47.4 1.0 1.0 Y向风荷载 1.0 30.3 2.9 1.0 30.9 2.6 X向地震 23.4 1.0 1.0 26.6 1.0 1.0 Y向地震 1.0 16.8 1.6 3.0 18.9 1.5 北楼支座 MIDAS GEN（整体模型） MIDAS BUILDING （单塔） 搁置点 X位移 Y位移 Z位移 X位移 Y位移 Z位移 X向风荷载 51.8 3.0 1.0 50.0 2.6 1.0 Y向风荷载 1.9 30.2 2.8 1.0 29.1 2.3 5
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穆为、汪大绥等-某超限高层建筑工程火灾后结构修复设计.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文 2014年 某超限 高层建筑工程火灾后结构修复设计 穆为 ，汪大绥 ，姜文伟 （华东建筑设计研究总院，上海200002)） 摘要：某超限高层建筑工程地上由主楼、裙房和空间折面网架组成，共分为7个主体结构单元和11个网架结构单元 主体结构单元为建筑形体和结构布置均特别不规则的超限混合结构，其中主楼采用带巨型交叉支撑的框架一剪力墙混 合结构，结构高度为158.2n.
本工程施工过程中，2009年2月9日发生了火灾.
本文以火灾后主楼结构修复设计为主 线，介绍了结构的检测和力学性能评估概况，归纳了结构修复设计的原则、要求和方案，总结了整体修复结构受力性 能验算的方法，并简述了火灾后网架结构的修复措施.
本文可为类似工程火灾后的结构修复设计提供参考.
关键词：超限混合结构：空间折面网架结构：施工过程中火灾：结构的检测和力学性能评估：结构修复设计 0概况 0.1工程概况 某超限高层建筑工程位于北京市朝阳区东三环中路以东，地处北京市中央商务区（CBD）的核心区，由高 层主楼（五星级酒店）、多层裙房及其下的两层整体地下室组成，裙房包括舞台塔和后舞台、数码电影院、剧 院看台、视像室、大小录音棚和音控室、展览大厅、主楼的底层前厅等建筑物.
本工程总建筑面积105868m²，其中地下部分 35156m²，地上部分70712m㎡²”.
基本与各建筑物对应，本工程主体结构地上共分 为主楼和6个裙房单元，7个结构单元的平面投影关 系见图1.
主楼地上共设34个结构层，采用带巨型交叉钢 支撑的框架-剪力墙混合结构，结构高度158.2m.
主 楼标准层层高4m，为开口朝西的C形平面，由南北两 侧的单跨框架、四个角部的筒体和东侧中部的大筒体 组成，平面西侧的开口部位设地下1层至29结构层 图1主楼、裙房单元与网架结构的平面投影关系 间沿折面布置的巨型交叉钢支撑系统.
在主楼上部的 C形平面凹口区域布置层高8m、由屋顶钢桁架结构及其下的悬挂钢楼盖结构支承的4个楼层，钢桁架的最大跨 度为38.34m.
主楼的框架柱，以及连接巨型交叉钢支撑系统和钢桁架的筒体采用型钢混凝土构件.
主楼标准层、上部悬 挂钢楼盖结构支承楼层的典型建筑平面见图2、图3，本工程的建筑三维立面图见图4.
各裙房单元均为由钢结构、钢筋混凝土结构和型钢混凝土结构以不同组合形式组成的混合结构.
为满足建筑功能和体型效果，本工程设置了覆盖于主楼和各裙房结构单元以上或外围的焊接球节点空间折 面网架结构，其总展开面积为20761m²，最高高度为158.2m.
网架结构由A~G区共11个单元组成，其中A 区单元支承于数码电影院、舞台塔和后舞台及地下室结构，B~E区共8个单元支承于主楼结构，F区单元支承 于主楼和展览大厅结构，G区单元支承于展览大厅和地下室结构.
网架结构与主楼、裙房单元的平面投影关 作者摘介：棉为（1959-），男，工学学士.
高级工程师
T. : 图2主楼标准层建筑平面 图3主楼悬挂钢楼盖结构支承楼层的典型建筑平面 图4建筑三维立面图 图5网架结构的三维组合模型 本工程的结构设计标准和采用的主要结构材料分别见表1和表2.
表1本工程的结构设计标准 表2本工程采用的主要结构材料 结构设计使用年限 50年 地基基确设计等级甲级 材料种类 强度等级或牌号 适用构件 结构安全等级 二级 060 （地下二层~十三层） 主楼框架柱、剪力墙 主楼、地下室 丙类 混凝土 C50 （十四层及以上各层） 主楼框架柱、剪力墙 建筑抗震设防类别 裙房 乙类 其他构件 抗震设防烈度 8度（0.20g） 设计地震分组 第一组 HRB400、 HRB335 抗侧力构件、长悬臂构件 特一级 钢筋 主楼的剪力境、钢筋混凝土框架梁 HRB335、HPB235 其他构件 上部结构抗震等级 主楼的型钢混凝土柱、裙房结构 一级 抗侧力构件、桁架、昂柱 钢材 构件的防火涂层符合建筑耐火等级为一级的要求 Q345C、Q235B 网架结构、非框架梁 本工程属建筑形体和结构布置均特别不规则，且主楼高度超过规定的复杂超限建筑工程，2003年1月通 过结构抗震设防专项审查，2004年开始施工图设计，2005年3月开始结构施工，2006年年底主体结构封顶.
本工程依据当时执行的相关国家标准和国家行业标准、北京市地方标准、风致结构响应研究报告 屋顶雪荷载评价报告（结构修复设计阶段统称为原设计规范）及结构抗震设防专项审查意见进行结构设计.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0.2火灾概况 2009年2月9日，本工程发生火灾.
火灾由施工现 场燃放的礼花弹掉进主楼顶部D区网架单元的擦窗机开 孔后，引燃网架建筑面层内的防水和保温材料引起.
火势 沿主楼东西侧网架单元和南侧幕墙迅速向下蔓延，主楼、 展览大厅和剧院看台单元内部也发生大面积过火，过火表 面积约10余万平方米，整个火灾持续时间约6小时.
火 灾现场见图6.
火灾发生时，本工程主体结构、网架结构及钢结构的 防腐、防火涂层已施工完毕，建筑的外立面和部分内部装 修施工，以及机电设备安装已完成.
本文以火灾后主楼结构修复设计为主线，介绍了结构 检测、力学性能评估概况，归纳了结构修复设计的原则、 要求和方案，总结了整体修复结构受力性能验算的方法， 并简述了火灾后网架结构的修复措施.
图6火灾现场 1结构检测 火灾后结构检测（以下简称检测）的范围为过火的主体结构和网架结构.
1.1检测原则和要求 （1）检测遵循的原则：检测方法符合国家相关标准：检测的项目齐全、数据翔实、结论可靠.
（2）检测要求：通过现场检查和测试，确定火灾导致结构受损的范围、详细部位和损伤程度，以及过火 结构材料火灾后的力学性能，并掌握原结构的施工质量，为火灾后受损结构的力学性能评估和修复设计提供依 据.
1.2检测结论 火灾后的现场应急排查结果表明：主体结构在火灾中总体损伤较轻，但局部损伤较重，在现有条件下不 会有整体坍塌危险：网架结构在现有状态下不会整体坍塌，但存在严重安全隐患.
上述排查结果为火灾后的现 场应急处置及后续的结构修复设计提供了方向性依据.
后续的检测查明主楼、展览大厅、剧院看台单元和A区～G区的网架单元存在火损.
以下以主楼 结构为例，介绍主要火损检测结论.
（1）混凝土结构构件的损伤分级定义： 1级：构件无（明显）损伤，仅为烟火熏黑.
2级：构件有轻微损伤，如混凝土表面龟裂、剥落等，但构 件的承载力未受到明显影响.
3级：构件表面有明显损伤，包括开裂、混凝土裂缝较多或（和）宽度较大、钢 筋外露等，构件的承载力受到一定影响.
4级：构件变形过大，其承载力受到严重影响，变形难于恢复.
（2）钢结构构件的损伤分级定义： 1级：构件无（明显）损伤，防火涂层仅为烟火熏黑.
2级：构件防火涂层熏烤发黄、变色.
3级：构件 防火涂层碳化、开裂、剥落.
4级：构件明显弯曲变形，或焊缝开裂.
5级：构件扭曲、屈曲、变形过大或局 部坍场.
（3）除屋顶钢桁架结构以外的主要检测结论： 地下部分、14层、16层、18层、21层、22层、23层、25层、26B层、26C层、29层、30层和30夹层 未过火，未见结构构件遭受火灾损伤.
1层、3层、4层、6层、26E层和28层中有达到损伤等级1级的构件.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 19层、20层、24层、26A层中有达到损伤等级2级的 构件.
2层、5层、7层~13层、15层、17层和26D层中有达 到损伤等级3级的构件.
27层中除北侧无楼板区域的一跨水平钢管支撑的中间 交叉节点断裂，其损伤等级为4级外，其他受损构件的损伤 等级不高于3级.
所测结构过火最严重部位暴露钢筋的力学性能满足国 家规范要求，火灾对混凝土构件内钢筋的力学性能无明显影 响.
抽检过火最严重的典型高强度螺栓摩擦型连接节点，未 发现屈服、变形过大、破坏等现象.
所测的受损混凝土构件，其损伤部位的表层混凝土强度 有不同程度的降低.
典型楼层火灾损伤分布情况见图7. 图7典型楼层火灾损伤分布示意图 （4）屋顶钢桁架结构（含上部悬挂钢楼盖结构的吊柱）的检测结论： 未发现火灾后屋顶钢桁架结构有严重变形和期塌，其构件未见明显弯曲变形、扭曲、屈曲等情况，所测钢 桁架的浇度满足原设计规范要求.
钢桁架结构的损伤主要为其防火涂层熏黑、发黄、碳化、开裂或脱落，受损构件的本体基本仍为金属色， 未见明显损伤，构件损伤等级不超过3级.
里氏硬度法测试结果表明，过火钢材的抗拉极限强度均达到Q345等级钢材的要求.
对现场安装焊缝进行超声波复检，未发现超标缺陷，所检测 焊缝全部合格.
钢桁架结构与混凝土筒体连接位置的混凝土基本仅存在表 面熏黑，未发现有开裂、剥落、疏松等情况，混凝土未见损伤.
屋顶钢桁架布置及主要钢桁架详图见图8、图9. 图8星项钢桁架结构布置示意图 图9主要钢桁架（HJ31-3）详图 2结构力学性能评估 检测结论客观地反映了火灾后过火结构的损伤状况和所测过火部位结构材料火灾后的力学性能，但尚不能 反映火灾后受损结构的初始受力状态和受力性能.
为此需进行受损结构的力学性能评估（以下简称评估）.以 下选取主楼、展览大厅和剧院看台单元，介绍评估原则和要求，并以主楼结构为例介绍评估方法和主要评估结 论.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.1评估原则和要求 （1）评估遵循的原则：火场调查及数据模拟分析技术 建筑设计及施工 现场资科收集 大灾现场调查 典型情提试治 先进：评估方法科学、准确：评估内容全面，结论可靠.
（2）评估要求：针对不同类型、形体和布置的结构的 火灾数值换报 受火特点和火灾后的受力性状，提出竖向荷载效应组合下评 建筑火灾理度场 估的总体思路和方法：分析受损结构或构件在火灾全过程中 和火灾后的受力状态：按给定的结构修复设计方案，评估修 适度分析方法验证 复结构或构件的受力性能，为受损结构的修复设计提供依 构件温度场 据.
全过程分析方法验证 2.2评估方法 火灾与有会 全证程分析 后力学性能试验 构件遗度及火安 按检测报告，损伤等级为1级的构件无（明显）损伤， 仅为烟火熏黑，无需评估.
因此评估只针对损伤等级高于1 火灾后结构及构 级的混凝土构件或存在损伤的混凝土结构及过火的钢结构.
件录输力、刚度 和变形等 主楼结构评估的总体思路见图10.
该评估思路与实际情况 最接近，保证了评估结果的正确可靠.
图10主楼结构力学性能评估的总体思路 基于结构修复设计单位事先给定的结构修复设计方案和非线性有限元软件平台，主楼结构评估过程中分别 建立了受损混凝土构件（柱、梁、墙、板）、上部悬挂钢楼盖结构、屋顶钢桁架结构等的有限元模型，进行力 与温度耦合的火灾全过程分析和评估.
2.3评估结论 主楼结构的主要评估结论如下： （1）损伤等级为2级、3级的框架柱（当设计轴向荷载比为0~0.4时），其极限抗弯承载力和抗弯刚度 的损失率或提高幅度的评估结论见表3.
表3柱的极限抗弯承载力和抗弯刚度评估结论 （2）原混凝土强度等级为C60和C50的框架 极限抗弯承裁力 抗弯刚度 柱，其火灾后损伤截面的混凝土等效抗压强度评估 修复方法和构 损伤 件 等级 结论见表4.
典型框架柱火灾前后的N/NO~M/MO 绕强轴 绕弱轴 绕强轴 绕弱轴 相关曲线见图11.
3级 减 7% 减5% 减15% 减18% 表4柱的混凝土等效抗压强度评估结论 按原 凝土柱 2级 减6% 减 4% 减9% 减 11% 损伤构件 损伤等级 混凝土的等效抗压强度 截面 (MPa) 修复 钢筋混 3级 减 11% 减 15% 减17% 减 18% 凝土柱 3级 95~55 2级 减6% 减13% 减10% 减 11% 原 C60 的框架柱 2级 56~57 3级 3.8%~ 增 采用增大截面 增 增 9% 7%~10% 6. 7% 增8% 加固法修复的 3级 46 型钢混凝土柱 原C50的框架柱 2级 提高幅度比损伤等级3级更大 2级 47 （3）损伤等级为2级、3级的钢筋混凝土梁，其极限抗弯承载力和抗弯刚度的损失率或提高幅度的评估 结论见表5.
（4）原混凝土强度等级为C40的梁，其火灾后损伤截面的混凝土等效抗压强度为36MPa.
（5）受损混凝土柱、梁的钢筋和柱内型钢，其屈服强度可取常温下的相应数值.
（6）受损剪力墙墙肢按原截面修复或整层加固后，其弹性刚度降低4%～26%：在整体修复结构受力性能 验算的组合轴向压力设计值作用下，其抗弯、抗剪承载力设计值分别损失1.1%~11%和1.3%~14.7%.
（7）受损混凝土板按原截面修复后，其可承担的最大均布荷载设计值的降幅为3%~26%和29%～37%的分 别约占98%和2%
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穆为、姜文伟等-外滩国际金融中心N5结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 外滩国际金融中心N5 结构设计 穆为 ，姜文 伟，钱鹏，朱晓东，吴思宇 （1.华东建筑设计研究院总院，上海200002） 提要：外滩国际金融中心N5造型新颖，根据其建筑特点结构体系选用钢筋混凝土剪力墙一悬挑桁架结构体系，核心简承担 考察结构的整体性能指标以及析架、楼板的变形和应力.
分析结果表明，设计符合规范要求，结构体系安全可靠.
关键词：悬挑析架，幕帘系统，悬挑梁，楼板应力 1工程概况 外滩国际金融服务中心北区位于上海市黄浦区中山东二路600号，由5幢相互独立的结构单元组成.
北-1、2、4楼为商业和办公用房，北-3楼为酒店，北-5楼（N5）为多功能剧院.
N5地上部分建筑面积3526.4m²，地下面积为2292.9m²，剧院容纳总人数不小于500人，外挂可移动 幕帘体系，如图1和图2所示.
N5地上部分共四层，局部屋面5层，地下室4层.
建筑高度为23.2m，结 构高度为22.85m，5层局部高度为29.2m，平面宽32.7m，长47m. 图1N5建筑三维图 图2N5建筑剖面图 2结构体系 作者箕介：穆为，（1959-），男，工学学士，高级工程师
竖向荷载由楼面体系传到悬挑桁架，再由悬挑桁架传至混凝土筒体，最后由 筒体传至基础.
可见，核心筒承担了全部的竖向荷载及水平荷载，其外墙厚度为700mm，内墙厚度为400mm， 混凝土强度等级取为C40.
大悬挑部分采用钢桁架，最大悬挑长度为17.5m，桁架分别布置在二层和四层 楼面以下，高度与层高相同，桁架杆件贯通剪力墙，桁架与核心筒的连接如图4所示.
楼面体系拟采用现 浇混凝土楼板，混凝土强度等级为C40，楼板厚度为130mm.
位于桁架上、下弦的楼板，在局部区域增设 钢板.
内墙 外增 外增 四层钢布架 剪力墙 二层钢桁架 悬携析架 整体结构 图3结构体系 二层析里与核心简连接 四层桁架与核心简连接 图4桁架与核心筒的连接 在四层屋面悬挂了三层可以移动的幕帘，图5和图6给出了幕帘系统与主体结构平面与立面的相对关 系.
主体结构每间隔2m设置一道悬挑梁，三层幕帘通过高强螺栓刚接在主体结构的悬挑梁上：每两道悬 挑梁之间通过四根环梁联系，以保证其整体性.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 720 560 720 悬挑梁 四层星面 暮帘次结构 是挑梁 图5暮帘系统与主体结构-平面相对关系 图6幕帘系统与主体结构-立面相对关系 3 设计准则 本项目结构设计及分类参数如下表.
表1整体参数表 设计参数项 参数值 结构设计基准期： 50年 结构设计使用年限： 50年 建筑结构安全等级： 二级 结构重要性系数（7o） 1.0 建筑抗震设防类别： 标准设防类 地基基础设计等级： 甲级 基础设计安全等级： 二级 抗震设防烈度： 7 度（0.10g) 地下室防水等级： 一级 4荷载 4.1幕帘荷载 三层移动幕帘吊架采用重叠设置，见图6.
层与层间中心距为720mm，最内层流苏中心距阳台距离为 约500mm.
同层管中心距为（600mm管径），即相邻管壁距离600mm.
上下水平轮之间中心距900mm，
管帘结构与主体结构的分界面如图6中的虚线所示.
上本平段准直 下水平北可确延奇形证板 （） 图7可微调节距的牵引链 分界面以下的幕帘荷载包括恒载、活载、风荷载以及地震荷载（见表2），除驱动处的荷载作用在驱动 拨叉处外，其余荷载均作用在幕帘管子中心线与悬挑梁中性轴相交点，如图8和9所示.
幕帘各部分荷载 主要组成如下： （1）恒载 考虑轨道、吊架和驱动装置的自重.
（2）活载 竖向活载包括小车、吊杆、铝管和外饰的荷载，水平活载包括小车加速或减速运动的水平惯性力以及 小车的摩擦力，曲线段活载为小车运动时产生的径向力，驱动活载为驱动组工作时在驱动拨叉处对结构的 反作用力.
（3）风荷载 根据幕帘系统的工作状态，分为工作风荷载和非工作风荷载.
综合考虑数值分析和风洞试验的结果， 得出幕帘嵌固部位垂直轨道方向的剪力和弯矩.
（4）地震荷载 根据《建筑抗震设计规范》GB50011-2010，计算出地震荷载在幕帘嵌固部位垂直轨道方向产生的剪力 和弯矩.
4.2其它荷载 （1）恒载和活载 综合考虑荷载规范的恒载和活载.
（2）风荷载 本工程的基本风压为0.55kN/m²（重现期50年），地面粗糙度类别为B类.
综合考虑风洞试验和数值分 析结果，将风荷载整体施加至各层.
（3）地震荷载 抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g，设计地震分组为第一组，场地类别为IV类场 地，设计特征周期为0.9s.
按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010设计参数选用反应谱，进行结构分析.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 23.02 DAR 水定划图1.21 0 平定8风图13利相1.4) 内力，动级又件用力用点 C本平定任风的13利档1.4) 0 11 第三层 图8幕帘和驱动荷载作用位置平面图 图9第一层幕帘荷载作用点 表2基本荷载参数 载荷类型 具体说明 作用方向 恒载 轨道吊架驱动装置 竖向力 活载1 小车吊杆铝管外饰 竖向力 加速运动（启动）时的水平惯性力 沿轨道方向 与运动方向相反 活载2 减速运动（刹车）时的水平惯性力 与运动方向相同 轨道小车摩擦力 沿轨道方向 与运动方向相同 活载3（曲线段） 各层径向力F 水平力 垂直轨道向内 压力，体型系数取0.8 吸力，体型系数取-1 水平力 垂直轨道 工作风(6级风) 压力产生的弯矩 吸力产生的弯矩 弯矩 沿轨道 压力，体型系数取0.8 吸力，体型系数取-1 水平力 垂直轨道 非工作风（50年一遇） 压力产生的弯矩 吸力产生的弯矩 弯矩 沿轨道 地震作用 地震引起的节点力 水平力 垂直轨道 地震引起的节点弯矩 弯矩 沿轨道
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程婕、冯知夏等-黄土地基高层建筑基础变刚度调平设计.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文 2014年 黄土地基高层建筑基础变刚度调平 设计 程婕 ，冯知 夏，张虎，孙占军，王亮，王毅 （中国航空规划建设发展有限公司，北京100120） 提要：以西安飞机研发技术中心为工程背景，对黄土地基上高层建筑基础的受力和变形机理进行研究，应用变 刚度调平理论，确定合理的基础方案.
分析基床刚度系数、上部结构刚度对设计结果的影响.
在灌注桩施工中应 用后注浆工艺，结合试桩结果探讨规范经验参数取值.
与同类工程沉降实测结果对比，设计值与之接近且满足规 范要求.
关键词：黄土地基变刚度调平基床刚度系数上部结构刚度后注浆灌注桩 0引言 随着时代的发展，城市建筑越来越向着“功能聚合、土地集约”的目标发展，高层综合体建筑日益增 多.
其特点是上部由一至多个塔楼单体组成，在底部几层扩大面积形成裙房，并设置多层地下室.
由于地 上的塔楼和裙房在高度、体量等方面存在较大差异，质量、刚度明显不均匀，地下室则连成一体不设缝， 给基础设计带来诸多不便.
特别是以西安地区为代表的黄土地基，土质承载力不高，如处理不当，将引起 基础变形过大或连接部位开裂等严重后果.
本文以西安飞机研发设计中心为工程背景，对黄土地基上高层 建筑基础的受力和变形机理进行研究，以变刚度调平设计为手段，确定合理的基础方案，保证建筑物的正 常使用.
B区 C 图1工程整体模型 图2工程分区示意图 1工程概况及地质情况 飞机研发设计中心位于西安高新技术开发区，建筑物长136.2m，宽86.7m，主要建筑物总高度99m，建 作者摘介：程姚（1987一），女，硕士，一组注册结构工程师
地上设缝分为四部分：A区二十五层，采用现浇混凝土框架-核心 筒结构：B区四层，采用现浇混凝土框架结构：C区七层，采用现浇混凝土框架-剪力墙结构：D区四层， 采用现浇混凝土框架结构.
四部分地下室连为一体，地下一、二层为车库、人防、设备用房等.
建筑主要 柱网为8.4x8.7m.
结构抗震设防烈度为8度.
根据地勘报告，拟建场地为均匀地基，场地类别为Ⅱ类，各部分土层分布情况如表1所示.
附近有地 裂缝f8，但未穿过场地，无其他不良地质现象及地质作用.
属非自重湿陷性黄土场地，在拟定的基础埋深 和基底标高条件下，可按一般地区的规定进行设计.
地下水位标高接近地表时，不存在饱和砂土、粉土液 化问题.
土质均匀，但承载力普遍较低，因上部结构自重大且分布不均匀，给基础设计带来一定困难.
表1土层分布情况 土层 土层 承载力标准 压缩模量 压缩模量 压缩模量 编号 名称 值f （kPa） E E -10 2 黄土状土 170 7.17 3 粉质粘土 180 7.55 3-1 中粗砂 230 25.0 4 粉质粘土 200 10.29 5 粉质粘土 220 10.01 6 古土壤 220 9.64 7 粉质粘土 220 10.41 7-1 中粗砂 250 36.0 8 中粗砂 250 45.0 9 粉质粘土 220 10.10 10 中粗砂 250 55.0 11 粉质粘土 230 26.16 12 中粗砂 350 55.0 13 粉质粘土 300 24.81 13-1 中粗砂 400 55.0 14 粉质粘土 330 26.56 15 粉质粘土 350 21.23 15-1 中砂 400 60.0 2变刚度调平设计的基本原理 高层建筑地基（桩土)作为上部结构-基础-地基（桩土）体系中的组成部分，其沉降受三者共同的制约.
共 同作用的总体平衡方程为： []“]={n)(x][x]x1) (1) 式中[K]为凝聚于基础顶面的上部结构刚度矩阵，[K]为凝聚于基础顶面的基础刚度矩阵，[K]stns为凝 聚于基底的“地基土（桩土）”支承刚度矩阵，{u}为基础底节点位移向量，[F]为凝聚于基底的上部结构荷 载，[F]；为凝聚于基底的基础荷载.
常规设计计算方法只考虑静力平衡条件，而没有考虑上部结构、筏板、桩土的共同作用.
实际情况中， 对于本工程这类大底盘框筒结构，荷载集度为内大外小，桩的支承刚度由于群桩效应的影响为内小外大.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 由于上部结构的刚度对变形的制约能力相对较弱，若采用传统设计方法，则碟形差异沉降较明显，难以满 足规范沉降值要求，影响正常使用.
采用变刚度调平设计理论调整基础布置，使得基底反力分布模式与上部结构的荷载分布一致，可减小 筏板内力，实现差异沉降、基础内力和资源消耗的最小化.
对于带裙房的高层建筑，变刚度调平包括两个 方面：塔楼桩筏基础的变刚度调平、塔楼与裙房间基础的变刚度调平.
其中塔楼桩筏基础的变刚度调平有 两个途径：一是通过改变筏板板厚、增加肋梁等方式调整基础刚度[k]，二是调整桩土支承刚度[K]spxs，使 共同作用刚度矩阵与荷载分布和相互作用效应相匹配.
塔楼、裙房间的变刚度调平，可通过对主、裙房采 用差异化的基础形式、持力层、筏板厚度来实现基础刚度的调整.
3基础布置 应用变刚度调平的设计原则，基于“强化塔楼，弱化裙房”的总体思路，本工程对自重、荷载较大的 塔楼部分，采用大直径钻孔灌注桩桩筏基础，对裙房采用天然地基上的平板式筏基.
采用PKPM2010的 JCCAD桩筏有限元分析模块进行计算，经过多次比算，基础布置方案如下： （1）塔楼筏板根据荷载集度改变板厚，调整基础刚度：荷载相对较大的核心筒下筏板厚度取2.4m，上筋 232@150x150 下筋双层932@150x150：荷载相对较小的外框柱下筏板厚度1.8m，上筋28@150x150.下 筋32@150x150 （2）i 调整塔楼下各部分桩数、桩长，优化塔楼下的桩土支撑刚度：核心筒和外框柱荷载集中，考虑上 部荷载完全由桩承担，不考虑桩间土的承载作用，控制整体沉降.
核心筒范围满堂布桩，外框架 下一柱六桩，桩长均为35m，桩径0.8m，桩端持力层为①1粉质粘土，单桩承载力特征值Ra=4900kN.
核心筒与外框柱之间区域采用平板式筏基，完全由地基土承担基础自重及顶面荷载.
（3） 施工大直径钻孔灌注桩时，采用后注浆工艺提高单桩承载力.
（4）裙房下采用平板式筏基，筏板厚度0.7m，柱下加设300-400mm厚上反柱帽以满足抗冲切、抗剪要求， 上下筋22@150x150.
（5）在塔楼与裙房间设置后浇带（位置见图2），待上部结构封顶一个月后封闭沉降后浇带.
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图3塔楼下桩位布置图
当上部结构形式、筏板厚度、桩的设计参数都趋于稳定后，基床刚度的合理取值成为影响共同工作的重要 参数.
本工程筏板计算采用的是文克尔地基上的弹性梁板模型，即假定地基上任一点所受的压强P与该点的 地基沉降S成正比" P= K ×S (2) 根据文克尔地基模型，基床系数K是一个解析值，与基础梁的挠度、剪力和弯矩计算结果紧密相关".
我国涉及到基床系数的规范有《地下铁道、轻轨交通岩土工程勘察规范》（GB50307-1999）、《铁路路基设 计规范》等，建筑工程相关规范未有说明.
导致现阶段建筑工程设计中多参考铁路和公路部门的相关系数， JCCAD手册附录中的基床刚度系数也是源于道桥规范，但铁路等部门的基床系数系采用承压板试验获得， 其出发点是评判路基土的压实度，而建筑工程中求取基床系数k，值的目的是进行弹性基础梁板弯矩、剪力 和挠度计算等用，目的、用途、力学意义都不同，不可完全照搬铁路部门的做法.
如采用试验方法，其结果或是与压板尺寸有关，或是需要大量的区域性对比试验，各种试验方法之 间的基床系数值差别非常大.
并且桩筏基础相较于天然地基更为复杂，目前还没有准确确定复合地基基 准基床系数的试验方法.
因此对于实际工程，如果能够在基础结构计算前，得到基底压力P和基础变形 s的值，计算出相应的基床系数K=p/S，更为可行.
上部结构传给基底的压力P可以相对精确计算得出，为已知值.
沉降值s的计算有几种途径，一是根 据分层总和法、有限元法等计算，二是参考类似的工程实测经验值.
对于较大的复杂工程，由于K值不仅 和地基土层的分布情况及其压缩性有关，更与基底的大小形状、上部荷载和刚度有关.
如果对上部结构差 异较大的大底盘基础取统一的基床系数，无法得出合理的沉降计算结果.
较为可行的方法是：按上部结构 差异对基础进行划分，分别用分层总和法估算基底或由工程经验值得到沉降平均值Sm，反算出各部分的基 床刚度系数.
将此K值分部赋给筏板，考虑上部结构-基础-桩土共同工作用有限元法进行选代计算，计算 结果与同类项目的实测结果比较、调整，直至差异沉降减至最小，并与同类工程的实测结果接近，则可以 认为选代后的K值接近于基底的实际受力状态.
本工程裙房下设置超补偿地下室，附加应力为0，不适于用分层总和法求得沉降值.
根据西安地区高 层建筑实测沉降经验值，带地下室的多层裙房沉降值约为10mm.
取裙房下基床系数K=10000，计算得到 裙房下平均沉降10~15mm，最大沉降差为0.001.
计算结果与实际工程经验相符，满足规范GB50007-2011 要求.
塔楼部分单独建立模型，在核心筒及外框柱下布桩.
桩筏基础的桩刚度均由程序自动计算得出，土体 基床系数K需进行人为设定.
经多次选代比算，对核心简及外框柱下桩筏基础K值取0，不考虑桩间土对 荷载的分担，对过渡区平板筏基K值取3000，计算得到核心筒下沉降17.3mm，外框柱下沉降16.5mm 核心 筒与外框柱之间沉降等值线平滑过渡，最大沉降差0.0005.
沉降计算结果与工程经验相符，满足规范要 求，差异沉降得到有效控制.
4.2上部结构刚度影响 如采用传统设计方法不考虑上部结构刚度，只能假定反力均布计算基础配筋；不能计算地基变形对基 础产生的效应.
JCCAD中可将SATWE、TAT等三维计算软件中计算得到的上部结构刚度与荷载凝聚到与下 部基础相连的节点上进行整体计算.
考虑上部结构刚度后，基础平面外刚度大大增加，从而增加抵抗上部
85.3 88.1 2.5 T （a）不考虑上部刚度 （b）考虑上部刚度 图4考虑和不考虑上部刚度的筏板沉降等值线 13 T T "e s a " x == 5 =} l （a）不考虑上部刚度 （b）考虑上部刚度 图5考虑和不考虑上部刚度的局部板配筋值 5后注浆钻孔灌注桩的应用 研究成果表明在灌注桩施工中采用后注浆工艺，确保桩身、桩底与土体的紧密结合，水泥浆在压力作 用下，渗透到黄土空障中，间接加固土体，可增加桩侧、桩底摩阻力，以提高桩承载力.
《建筑桩基技术 规范》（JGJ94-2008）5.3.10条规定，后注浆灌注桩的单桩极限承载力应通过静载试验确定.
在符合规范6.7 条后注浆技术实施规定的条件下，其前期设计时可采用经验公式进行估算： Q=QQQ=u91 uB9n βqA (3) 式中β、β，分别为后注浆侧阻力、端阻力增强系数，无当地经验时，可按表2采用.
表2土层分布情况后注浆侧阻力增强系数β、端阻力增强系数β.
土层名称 谢泥 黏性土 粉砂 中砂 相砂 砾石 全风化岩 谢泥质土 粉土 细砂 砾砂 卵石 强风化岩 1.2-1.3 1.4~1.8 1.6~2.0 1.7-2.1 2.0~2.5 2.4~3.0 1.41.8 B. 2.2-2.5 2.42.8 2.6~3.0 3.0~3.5 3.2~4.0 2.02.4
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瞿海雁、刘海等-超高层巨型构件现场焊接过程数值模拟应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 超高层 巨型构件 现场焊接过程数值模拟应用 瞿海雁 ，刘海 ，赵学鑫，荆朝，肖文韬 （中建蜗构有限公司北方大区天津300383） 摘要：本文基于中国尊大厦项目中出现的巨型节点板节点，进行了焊接数值模拟.
巨型钢结构节点板结点受力复 杂，焊缝集中，焊接残余应力很大，且不易消除，需要进行研究分析，焊接残余应力数值模拟是确定焊接残余应 力的有效方法之一.
关键词：巨型柱焊接残余应力数值模拟 1现场焊接过程数值模拟简介 本文采用美国通用有限元软件ansys，采用力热耦合分析方法简化多物理场耦合问题为温度场和结构 应力场的双场单向耦合，利用单元生死技术对节点板结点进行了焊缝残余应力数值模拟，并对节点的残余 应力和变形进行了分析，对以后钢节点的残余应力数值模拟具有一定的参考价值.
焊接作为钢构件之间的主要连接方法广泛应用于各类钢结构中，中国尊大厦的巨型柱即全部由钢板焊 接而成.
现场分节位置焊接过程会产生焊接残余应力，而焊接残余应力的存在会对钢结构的施工和使用性 能产生不利影响.
因此，研究钢结构焊接残余应力的分布规律，特别是厚板焊接残余应力的分布规律，对 于科学合理地进行钢结构设计和施工都有着重要的理论意义和工程应用价值.
图1巨型柱超长超厚钢板焊缝 2现场焊接过程数值模拟应用研究 中国尊大厦的大部分巨型钢构件和节点都是对称的，在分析此类焊接连接时应该注意考虑通过对称模 型选取简化计算过程.
基金项目：中建总公司课题（C5CEC-2010-Z-01-5-03) 作者美介：显海雁（1977-） 博士，高级工程师
本课题结果的初始温度 取为室温（20℃）.
本文采用的焊件材料为碳钢，其热物理参数能力和力学性能如下表1.
表1焊接材料性能 温度C 弹性模量Pa 屈报强度P 切变模量a 密度Kgi 治松比 传热系数w/mC 热影胀系数 比热 20 2.lel1 1.2e9 193e10 7800 0.29 36.8 1.78e-5 470 500 1.5e11 9.33es 15e10 7800 0.29 34.7 1.92e-5 470 1000 7e10 4.34ef 79 7800 029 27.8 2.13e-5 470 1500 le10 7e7 1e9 7800 0.29 27.8 2.13e-5 470 2000 le9 7e8 le8 7800 0.29 27.8 2.13e-5 470 在ansys 中划分网格的方式有两种，自由网格划分和映射网格划分.
由于节点板节点模型较大，采用 自由网格划分难以实现，故采用影射网格划分，焊缝单元尺寸取2mm，钢材单元取4mm，划分的单元总 数为125万，节点数为289万.
计算结果后处理就是观察有限元的计算结果，ansys的后处理模块包括通 用后处理post1和时间历程后处理post26.
通用后处理器用于查看某一时刻的结果，通用后处理器的一个 强大功能就是能够把任何结果数据影射到模型的任何路径上，以便用图形和列表的方式观察结果项沿路径 的变化情况，利用通过后处理器来观察焊接构件上残余应力的分布情况.
时间历程后处理器用于观察模型 在不同时刻的结果.
如图4所示，为模型中几个节点随时间的变化曲线，其中d表示离焊缝中心的距离，横坐标表示时间， 单位为秒，纵坐标表示温度，单位为℃，为便于观察各个节点温度随时间变化趋势，横坐标时间域取0到 1000 s.
节点板节点未施加堆成约束的部分产生了较大的收缩变形，这是由于焊缝区受拉，而且焊缝比较集中， 从而使节点板节点产生收缩所致.
3.现场焊接过程数值模拟结论 通过使用单元生死技术，对巨型钢结构节点板节点焊接数值模拟分析进行了探讨，改进了基于ansys的 焊接模拟分析方法，得出以下结论：在沿焊缝方向上，在起弧和灭弧处，×向残余应力为负，在其中心部 分则大部分为拉力：在垂直于焊缝方向上，除焊缝区为拉应力外，其余大部分地方×向为压应力.
焊接残余应力在焊缝区及其附近很大，特别是焊缝交叉区，往往超过材料的屈服强度，对结构受力十 分不利，对节点进行受力分析时一般不宜忽略，对于焊缝较为密集的巨型钢结构节点进行数值模拟时，有 必要考虑焊接残余应力的影响.
参考文献 [1]周岐王亚君，焊接应力与变形的控制[].辽宁：辽宁科学技术出版社，2010 [2]GB50755-2012，钢结构工程施工规范[S]. [3]GB 50661-2011，钢结构焊接规范[S] [4]中国钢结构协会，建筑钢结构施工手册[M].北京：中国计划出版社，2002.
资源链接 请先登录（扫码可直接登录、免注册）点此一键登录 ①本文档内容版权归属内容提供方。如果您对本资料有版权申诉，请及时联系我方进行处理（联系方式详见页脚）。
白军刚、傅光耀等-布置少量剪力墙对框架抗连续倒塌性能的影响 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 布置少量剪力墙 对框架抗连续倒塌 性能的影响 白军 刚傅光耀 王艳荣左武权 （长安大学建筑工程学院陕西西安710061） 摘要：结构连续倒场是指由于偶然因素导致结构个别或部分构件 失效，失效构件失去承载力而发生内力重分布，导致一系 列构件失效而引起整个或大部分建筑物倒場的情况.
目前针对框架结构 连续倒塌的分析方法 已较为成熟，抗连续倒塌的设计 方法也日趋完善.
但大量的研究集中于针对纯框架结构.
文章通过运用通用有限元软件sap2000建立模型，分析了布置少量 剪力墙对结构抗连续倒場性能的影响，通过拆除构件法模拟结构在不同部位构件柱失效时对周边构件的影响，得出布置少量 剪力墙可以使结构角柱在失效时的抗连续倒墙能力明显提高.
关键词：少量剪力墙，框架结构，抗连续倒塌 引言 结构连续倒塌是指由于偶然因素导致结构个别或部分构件失效，失效构件失去承载力而发生荷载重分 布，导致一系列构件失效面引起整个或大部分建筑物倒塌的情况.
由于最初导致个别构件失效的偶然作用， 比如车辆碰撞，煤气爆炸，恐怖袭击等往往具有大小难以估计的特点，因此在设计阶段一般不予考虑.
而 建筑物的连续倒塌一旦发生，不仅造成巨大的生命财产损失，而且形成非常恶劣的社会影响.
因此，越来 越被人们所重视.
国外在上个世纪六十年代就开始有专家学者对结构的连续倒塌进行研究.
国内对结构连续倒塌的研究 虽然起步较晚，但也已做了大量的工作".
目前针对框架结构连续倒塌的分析方法已较为成熟，抗连续倒 塌的设计方法也日趋完善，比如欧洲规范、美国规范、日本规范等都有相应的条文规定，我国《高层建筑 相关规定.
目前，对结构连续倒塌的分析和研究主要集中在纯框架结构部分，也有考虑填充墙或者楼梯与框架相 互作用对结构抗连续倒塌性能的影响213.
本文针对纯框架结构与带有少量剪力墙的框架结构进行研究， 利用大型通用有限元软件sap2000建立三维模型，运用拆除构件法进行计算，将纯框架和带有少量剪力墙 的框架结构计算结果进行比较，探讨了少量剪力墙对框架结构抗连续倒塌性能的影响.
1模型选择及分析方法介绍 1.1模型选择 本文选择4×4跨6层纯框架结构及布置有少量剪力墙的框架结构，柱网尺寸为6m×6m，层高3.6m， 总高21.6m.
结构平面布置如图1、图2所示.
柱截面尺寸为500×500，梁截面尺寸为300×600，概厚100， 剪力墙厚度为200，混凝土强度等级为C30.
三维模型如图3所示.
1.2分析方法介绍 最初破坏发生后，相关范围内构件一般发生迅速较大变形下落而产生惯性力.
因此，初始构件失效 过程实质上是非线性动力过程.
而根据实际计算过程中是否考虑非线性和动力效应，可以分为静力线性分 作者簧介：白军例（1988-)，男，硕士研究生
图1纯框架结构平面布置图 图2布置少量剪力墙的框架结构平面布置图 图3整体单位模型图 线性静力分析是最简单最直观的一种分析方法.
为模拟构件失效的全过程，在进行分析时，对超过弯 曲承载力的构件在弯矩最大位置加入转动自由度，并加载一个构件的极限承载力，对超过剪力承载力的构 件进行移除，然后进行荷载的重新分配，如此反复进行选代计算，直到结构达到稳定.
线性静力分析方法忽略了构件失效的动力效应，而且对构件的非线性考虑也是简单的人工置入塑性铰 的方式完成，计算结果精确性较差.
同时线性静力分析法具有步骤清晰，受力明确等特点，因此大多用于 对结构性能的粗略评估和定性分析.
本文仅对布置少量剪力墙对框架结构的抗连续倒场性能的定性分析，
2计算过程与结果 根据已有研究可知，底层柱失效时，梁由受弯为主的构件变为受拉为主，与失效柱相邻的柱承担大 部分荷载，荷载重分布仅限在跨内，与失效构件相邻的柱成为防止连续倒場的关键构件.
2.1拆除-①角柱的计算和结果 根据上述方法计算达到结构稳定，失效柱相邻的柱内力如表1所示.
表1拆除-①角柱时相邻柱内力 柱 N Vx Vy Mx My KN KN KN KNm KN m @-② 759. 312 2.802 4.721 5.6909 3.3499 不拆除构件 ③② 843. 248 0.092 0. 092 0.0216 0.0216 ③-① 759. 312 4. 721 2. 802 3. 3499 5. 6909 @-② 2892.58 168. 863 11. 704 40. 4835 190. 8016 纯框架结构 ③-② 946. 735 15.413 15.413 44. 8648 44. 8648 ③-① -2892.58 11. 704 168. 863 -190. 802 40. 4835 布置少量剪 @-② 1432. 35 25. 947 14. 065 18. 0938 28. 9137 力墙的框架 ③-② 1559. 88 21.105 21.142 4. 0709 4. 0683 结构 ③-① 1432. 56 14. 069 25.953 -28.9286 18. 1057 2.2拆除-③边柱的计算和结果 根据上述方法计算达到结构稳定，失效柱相邻的柱内力如表2所示.
表2拆除A-③边柱时相邻柱的内力 柱 N Vx Vy Mx My KN KN KN KNm KN * m -② 759. 312 2.802 4.721 5.6909 3.3499 不拆除构件 ③-③ 836.827 4. 62E14 0.028 0.1316 2.5E-14 @-④ 759.312 2. 802 4. 721 5.6909 3. 3499 @-② 999. 013 15. 109 5.545 9.6914 17.7922 纯框架结构 ③-③ 1036. 44 3. 3E13 20. 263 25.0199 8.9E-13 @-④ 999.013 15. 109 5.545 9.6914 17.7922 布置少量剪 @-② -1048. 01 0. 557 13. 452 13. 8719 0.7377 力墙的框架 ③-③ 1373. 75 -8.059 1. 556 3.623 9.2974 结构 @-④ 1082. 38 0.142 14. 58 15. 3116 0. 0342 2.3拆除-③中柱的计算和结果
表格3拆除-③中柱时相邻柱的内力 柱 N Vx A Mx My KN KN KN KN • m KN m ② 836.827 0. 028 2.64E-13 2. 45E13 0. 1316 ③-③ 836.827 0. 028 8. 37E14 5. 36E14 不拆除构件 0.1316 @-④ -836. 827 2.44E-13 0. 028 0.1316 2.54E-13 ①-③ -836. 827 4. 62E14 0.028 0.1316 2. 5E-14 @-② 1040.3 16.654 1. 76E13 1. 18E13 19. 864 ③-③ 1040.3 1. 47E13 16. 654 19. 864 7.66E-14 纯框架结构 @④ 1040. 3 2. 09E-13 16. 654 19. 864 1. 67E13 ①-③ 1040.3 16. 654 3. 7E15 9.2E14 19. 864 @② -1720.25 -28.999 8.782 10. 0619 34.0133 布置少量剪 ③-③ 力墙的框架 1721. 33 28. 993 8. 792 10.0834 33. 9972 结构 @-④ 1720.25 8.782 28. 999 34. 0133 10. 0619 ①-③ 1721. 33 8. 792 28. 993 33. 9972 10.0834 3结果分析及结论 文中通过有限元分析软件SAP2000建立模型，采用线性静力分析的拆除构件法模拟结构在底部某构件 失效时的抗连续倒塌性能.
根据结果显示，对于布置有少量剪力墙的结构，在拆除角柱时，失效构件荷载 主要由两根柱承担变为三根柱承担，荷载重分布更加均匀，而对于拆除边柱和中柱时，明显使相邻柱的轴 力变大而弯矩和剪力变化不大.
但对于小偏心受压构件，柱的承载力在一定范围内随提高而提高.
综合分析，框架是柔性结构，布置少量的剪力墙使框架结构抵抗变形能力明显增大，因此在中柱和边 柱失效时，可以是荷载重分布更加集中，而角柱失效时，则有更多的构件参与荷载重分布.
因此可以得出 结论，布置少量的剪力墙可以是角柱失效时有更多的构件参与荷载重分布使得抗连续倒塌性能得到较大提 高，而中柱和边柱失效时，对结构的抗连续倒塌性能提高不明显.
参考文献（References）： [1]张建兴等.钢框架抗连续倒塌研究综述[J].钢结构.2012（增刊）：51-69. [2]王赞等.考虑楼梯的框架结构连续倒場分析[J].建筑结构.2012 42（9）：90-93. [3]赵鑫.考虑填充墙影响的钢筋混凝土框架结构抗连续倒場的研究[D].济南：山东建筑大学，2012. [4]北京金土木软件技术有限公司，中国建筑标准设计研究院.
SAP2000中文版使用指南[u].北京：人民交通出版社， 2006. [5]何合萍.多层框架结构抗连续倒分析[D].广州：华南理工大学，2010. [6]李易等.钢筋混凝土框架抗连续倒塌机制研究[J].建筑科学，2011 27（5）：12-18.
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白军刚、傅光耀-不同场地类别对框架结构办公楼主要结构材料用量的影响.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 不同场地类别对框架结构 办公楼 主要结构材料用 量的影响 白军 刚，傅光耀 （长安大学建筑工程学院710064） 摘要：上部结构与地基基础是复杂相互作用的整体，地震经验表明，相同或相近的建筑物在场地条件不同时，所 产生的震害也不相同.
按照我国现行的设计方法，大部分建筑的上部结构都是单独进行设计计算的，为了使建筑 物在不同场地条件时能够进行更合理的设计，同时保证安全性和经济性，引入了场地类别的区分.
文章分析了相 同建筑结构在不同场地类别条件下影响结构主要材料用量的因素，并利用结构设计软件PKPM对分别位于I、1I、 Ⅲ类场地条件下的框架结构办公楼结构进行设计，计算出主要结构材料用量.
对比得出相对于1类场地，当建筑 结构位于II、1Ⅲ类场地时，结构混凝土用量增加%，结构钢筋总用量增加17%、53%.
关键词：场地类别：框架结构：结构材料用量；工程造价 0引言 历次大地震的经验表明，同样或相近的建筑物，在不同的场地类别时，所产生的震害也不相同.
因此， 我国《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）（以下简称《规范》）规定，对于不同的场地类别，允许按本 地区设防烈度降低或提高一度的要求采取抗震构造措施.
抗震构造措施是抗震概念设计的重要内容.
按照 我国现行的“三水准两阶段”抗震设计方法，对于大多数的结构，可只进行第一阶段的设计，而通过概念 震力也不相同.
通过分析相同的建筑物在不同的场地类别条件下，影响建筑物主要结构材料用量的因素， 并利用结构设计软件PKPM得出分别位于I、II、I类场地的框架结构办公楼的主要材料用量，推算出对 工程造价的影响，为工程人员提供参考.
1影响主要结构材料用量的因素 1.1地震力的影响 场地条件不仅影响地震反应谱特征周期，同样也影响地震动峰值.
《规范》规定，对于高度不超过40m、 他的建筑结构，宜采用振型分解反应谱法.
对于这两种方法，不同的地震影响系数α计算的地震力结果将 不同.
不同场地类别具有不同的特征周期，如表1所示.
对于大多数的框架结构来说，自振周期T都位于特 征周期T与5T之间.
因此，地震影响系数α可采用公式（1）计算.
作者簧介：白不例（1988-)，男，士研究生
-结构等效总重力荷载，单质点应取总重力荷载代表值，多质点可取总重力荷载代表值的85% Y-曲线下降段的衰减指数 -阻尼比，钢筋混凝土结构一般取0.05 7-阻尼比调整系数 由此可以得出，对于相同的建筑物，当分别位于I、ⅡI、ⅢI、IV类场地时，水平地震作用将依次增大.
1.2抗震构造措施的影响 抗震构造措施主要由抗震等级确定"，在不同的抗震等级条件下，框架结构梁柱构件的主要抗震构造 措施如下表所示.
表2框架梁的基本抗震构造措施 钢筋 构造要求 抗震等级为一级 抗震等级为二级 抗震等级为三级 加密区长度 max (2h 500mn) max (1. 5hs 500n) max(1. 5h 500n) 箱筋最大间距 nin(1/4h 8d 100mm) min (1/4h 6d 100mn) min (1/4h 6d 150mm) 筋 最小直径 10mm 8mm 股距要求 mex (20d” 200mn) max (20d′ 250mm) max (20d* 250mm) 面积配筋率（%） pP ≥0. 30ft/fyv p= ≥0. 28ft/fyv p ≥0. 26ft/fyv 拉筋 规范无具体要求 规范无具体要求 规范无具体要求 纵向 支座最小配筋率 钢筋 (%) max(0. 4 80 ft/fy) nax (0. 3 65 ft/fy) max (0. 25 55 ft/fy)
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甘尚琼、项兵-某综合楼超限高层结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某综合楼 超限高层结构设计 甘尚琼 ，项兵 深圳市深大源建筑技术研究有限公司，深圳518060 提要：深圳某公建属体型很复余很不规则的超限高层结构，五层及五层以上均设有多重连体，连接体分别采用钢布架结 构和钢筋混凝土结构，针对超限高层建筑进行了结构弹性、弹塑性分析和针对一些不规则的专项分析、抗连续倒场分析.
分 析结果表明，选取的结构体系、结构性能满足抗震设防性能目标的要求.
关键词：复杂超限高层结构：多重连体钢布架结构：结构选型及优化：抗震性能设计：动力弹塑性时程分析 1工程概况 本工程位于深圳市龙岗区，是1栋9层的高层综合楼，结构高度为37.750米.
设1层地下室，为平、 战结合的人防地下室.
结构设计使用年限为50年，建筑结构安全等级二级，建筑抗震设防分类为丙类，抗震设防烈度为6 度，本场地设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度值为0.05g，拟建场地建筑场地类别为Ⅱ类，特征 周期为0.35s（规范值）.基本风压取值0.75kN/m²，地面粗糙度为C类.
2结构体系及特点 本工程结构体系为框架-剪力墙结构，嵌固层设于首层板面，采用钢筋混凝土梁板结构体系.
五层及五 层以上均设有连体，连接体采用钢桁架结构，连接体与两侧结构之间通过桁架弦杆与内型钢框架柱刚性连 接，连接体左右两侧各设置两福钢桁架作为主要的竖向承重体系，桁架高度占用两个楼层（即9.2m），分 布在五～七层，桁架跨度50m，通过交叉斜腹杆支撑及底部、中部、顶部三道水平布置的楼板，构成一个 刚度较大的“箱体”，保证了连接体自身的刚度及整体稳定性，同时加强了连接体楼板水平面内的抗弯、抗 剪和轴向刚度.
结构抗侧力体系：与大跨钢桁架连接体相连区域框架柱采用型钢混凝土柱，其余为钢筋混 凝土柱，型钢混凝土柱之间通过型钢混凝土梁相连，剪力墙为钢筋混凝土，普通框架采用钢筋混凝土梁.
抗震等级为：框架三级，剪力墙三级，连接体及与连接体相连区域的结构构件在连接体高度范围内及其上 层、以下层抗震等级二级.
结构三维模型及抗震等级分布图如下图1、图2表示.
根据结构平面布置及程序分析结果，本工程有（1）扭转不规则、（2）凹凸不规则、（3）多重连接 等超限项，据《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》，本结构属于超限高层，须进行抗震设防专 项审查，目前已经通过了超限抗震设防专项审查.
甘商琼，女，1963年出生，高级工程师
本工程房屋高 度为A级高度，根据【建筑工程抗震性态设计通则】，并参考《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）， 进行抗震性能评估时，其性能目标可定为性能C.
性能目标C是指多遇地震下满足结构抗震性能水准1的要求，设防地震下满足性能水准3的要求，预估的 罕遇地震下满足性能水准4的要求.
图1结构三维模型及抗震等级分布图 图2抗震等级立面分布图 3.2多遇地震弹性分析 本工程采用YJK与Midas软件进行多遇地震的对比分析，并根据《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ3-2010)第5.1.13条规定，采用弹性时程分析法进行补充分析.
表1为两种软件的周期比较结果，经过周 期、层间位移角等参数的比较，可得出以下结论：采用不同力学模型的空间分析程序YJIK、Midas对结构进 行弹性分析，两者吻合较好.
表1计算周期 YJK Midas 周期（秒） 平动系数（XY） 扭转系数 周期（秒） 平动系数 TI 1.53 1.00(0.000.99) 0.01 1.55 97% T2 1.32 0.49(0.480.01) 0.51 1.34 48% T3 0.84 0.54(0.530.01) 0.46 0.87 52% T4 0.49 0.97(0.010.96) 0.03 0.57 1% T5 0.42 0.50(0.460.04) 0.50 0.52 97% T6 0.28 0.92(0.160.76) 800 0.47 87% T7 0.26 0.56(0.360.20) 0.44 0.44 63% 81 0.24 0.53(0.430.10) 0.47 0.40 67% T9 0.20 0.95(0.060.90) 0.05 0.34 36% 质量参 X 97.61% X 97.41% 与系数 Y 96.63% 96.64% 时程分析采用7条地震波（由安评提供），其中2条为场地人工波，另5条为安评天然波，按6度地震，Ⅱ1 2
整体结果分析表明：轴压比、剪重比、层间位移角、倾覆验算、刚重比均满足规范要求，由于层间位 移角相对于规范限值仍有较大的富余度，楼层的扭转位移比的上限值可适当放松.
由于连体采用了刚度较 大的整层钢桁架，使连体楼层的抗剪承载力及抗侧刚度显著提高，因而在连体上下的过渡层抗剪承载力及 抗侧刚度产生突变，连体下层与连体首层的抗剪承载力比值为38%，连体下层与连体首层的刚度比为71%.
设计时通过在连接体所在楼层及下部楼层的竖向构件中加大柱截面、设置型钢柱等措施调整优化.
时婴平均值 人工液 A工2 - 受开退小量20% 天2 买讲请小具 天 **安语请小39% 20*69 东力0N) (80) 图3时程分析楼层剪力（X向） 图4时程分析楼层剪力（Y向） 10 一人工波1 天炸波1 人工波2 天然波2 天然1 天件波3 天然波2 天然波4 天然波3 天料波5 无然波4 人工波1 天然装5 人工波2 安评请小票 9′1 1/2000 星间位移角 1/10603/2000 1/500 /1 1/200 1/1000 层间位移角 3/2000 1/500 图5时程分析层间位移角曲线（X向） 图6时程分析层间位移角曲线（Y向） 由以上图表可知，每条时程曲线计算所得结构基底剪力均处于振型分解反应谱法的65%~135%之间，且 足规范和超限审查初步意见的各项要求.
本结构在地震作用下的时程计算结果与反应谱结果接近，根据新抗规的要求，采用七条地震波模拟时， 应采用时程计算结果的平均值与反应谱计算结果的较大值.
从主要计算结果中可以看出，CQC法的层间剪 力在结构中均大于地震波对应的平均层间剪力曲线，结构鞭梢效应不明显，因此采用CQC法进行结构设计 已满足规范要求.
3.3中震作用下结构及构件性能验算
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王雁昆、王文婷-连梁的设计方法及超筋超限应对.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 连梁 的设计方法及超筋 超限应对 王雁昆 ，王文婷 （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：针对建筑结构中连梁的受力特点及水平荷载下的破坏形式，提出连梁设计时面对的问题，总结连梁超筋 超限的应对方法，并且详细介绍了PKPM软件的处理方法及注意事项，供广大设计人员参考使用.
关键词：建筑结构，连梁，超筋处理 1前言 建筑结构中两端与剪力墙在平面内相连的梁被称为连梁，连梁的作用是对墙肢形成约束，使其保持足 够的刚度和承载力.
连梁对结构的整体刚度影响较大，按照不同的刚度模型来考虑连梁，计算结果也会产 生较为明显的差异.
由于连梁起到传递水平剪力的作用，所以当两端剪力墙刚度很大时，墙会吸收很大的 地震力，则连梁往往容易抗剪超限.
作为结构中重要的耗能构件，连梁的设计一直是结构设计中的重点和 难点，本文根据连梁的受力特点及破坏形式，结合现行规范提出的各项设计要求，总结了设计时需注意的 事项及应对连梁超筋、超限的一些办法，供大家参考.
2连梁的受力特点及建模方式 连梁在水平荷载作用下的破坏形式可以分为两种，即脆性破坏和延性破坏.
脆性破坏又被称为剪切破坏，连梁在发生脆性破坏时就丧失了承载力，无法继续工作，当沿墙全高所 有连梁均发生剪切被坏时，各墙肢丧失了连梁对它的约束作用，成为单片的独立墙，这会使结构的侧向刚 度大大降低，变形加大，墙肢弯矩加大，并且进一步增加P一A效应，并最终可能导致结构的倒塌.
连梁首先剪切破坏时，与连梁不发生剪切破坏的情况相比，墙肢中轴力减少，弯矩加大，墙的侧向刚 度大大降低.
但是，如果能保持墙肢处于良好工作状态，那么结构仍可继续承载，直到墙肢截面屈服.
这 是比较理想的状况，它要求连梁具有较好的延性.
延性破坏也被称为弯曲破坏，连梁在发生延性破坏时，梁端会出现垂直裂缝，受拉区会出现微裂缝， 在地震作用下会出现交叉裂缝，并形成塑性较，结构刚度降低，变形加大，从而吸收大量的地震能量，同 时通过塑性铰仍能继续传递内力，对墙肢起到一定的约束作用，使剪力墙保持足够的刚度和强度.
在这一 过程中，连梁起到了一种耗能的作用，对减少墙肢内力，延缓墙肢屈服有着重要的作用.
但在地震反复作 用下，连梁的裂缝最终会不断发展、加宽，直到混凝土受压破坏.
在PKPM软件中，连梁可以通过两种方式建模，即框架梁方式和剪力墙开洞方式.
由于不同的方式对 应不同的单元类型，因此对结构的整体刚度影响很大，从而计算结果也差异较大.
对于跨高比较大的连梁，连梁的变形方式主要以弯曲变形为主，这时适合按框架梁方式建模.
连梁按 杆单元进行分析，只有梁端节点与剪力墙变形协调，在处理杆单元与壳单元的连接时，通过增加罚单元来 作者筒介：王雁昆（1979-），男，本科，工程师
图1框架梁方式建模的连梁 图2剪力墙开洞方式建模的连梁 当跨高比较小时，连梁的变形方式以剪切变形为主，大多数的连梁属于这种情况，这时适合按照剪力 墙开洞的方式建模，连梁按壳单元进行分析，通过网格划分两侧节点都会与剪力墙变形协调.
3连梁抗剪设计要求 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（以下简称高规）7.2.22条、7.2.23条的规定，当进行非抗震 设计时，连梁的抗剪截面和斜截面承载力可按下列公式计算： 1）抗剪截面应符合的要求： V ≤ 0.25f β bh.
(1) 2）斜截面受剪承载力计算： A S (2) 根据《混凝土结构设计规范》11.7.3条、11.7.9条，《建筑抗震设计规范》口第6.2.9条及《高规》7.2.22 条、7.2.23条的规定，当进行抗震设计时，连梁的抗剪截面和斜截面承载力可按下列公式计算： 1）抗剪截面应符合的要求： 跨高比1/h>2.5时， YRE (3) 跨高比l/h≤2.5时， (0.15f β bh) (4) YRE 2）斜截面受剪承载力计算： 跨高比l/h>2.5时， V≤- -（0.42f bhf A h） (5) YRE
《高规》7.2.26-3条同样提出“当连梁破坏对承受竖向荷载无明显影响时，可按独立墙肢的计算简图 进行第二次多遇地震作用下的内力分析”，意味着虽然要尽量避免连梁的剪切破坏，但设计时如果不能满 足前述抗剪截面要求时，需要考虑连梁剪切破坏的情况，连梁剪切破坏以后无法再对两侧墙肢进行约束， 需要在模型中去除连梁重新计算，一般情况下都会增大墙肢的内力及配筋，这也相当于剪力墙的“二道防 线. 4连梁刚度折减 由于连梁相对于两侧的墙体刚度偏小，而承受的弯矩和剪力却很大，配筋设计比较困难，为此，《高 规》5.2.1条规定“高层建筑结构地震作用效应计算时，可对剪力墙连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于 0.5”.
通过这样的规定允许连梁适当开裂，但仍需保证连梁承担竖向荷载的能力.
之所以可以对连梁刚度进行折减，是因为在地震作用下，连梁很快进入弹塑性阶段并发展裂缝，刚度 削弱，内力进行重分布.
当连梁屈服并形成塑性较时，就会有部分弯矩转移到墙肢上.
连梁的刚度和内力 并不会达到按弹性阶段计算所得的数值，可以进行折减.
在竖向荷载作用下，当梁端出现塑性铰时，它并不能把内力转移到墙肢上，只能在该连梁内进行内力 重分布.
因此，在竖向荷载作用下，不应考虑连梁的刚度折减.
同样是水平荷载，地震作用下连梁的裂缝开展和塑性变形比风荷载作用下大的多，因此刚度也降低得 更多.
PKPM软件中如果定义了连梁的刚度折减，也只是在地震计算中予以考虑，风荷载及其它工况计算 并不对连梁进行刚度折减.
这也符合《高规》条文说明中提到的“仅在计算地震作用效应时可以对连梁刚 度进行折减，对如重力荷载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减”的规范精神.
在进行连梁刚度折减时，刚度折减得越多，意味着取用的折减系数越小，设计荷载作用下裂缝开展得 愈大.
在超载时，如发生罕遇地震烈度的地震时，塑性较会出现得更早，这势必对连梁的延性提出更高的 要求，因此连梁刚度折减系数也不宜填的过低，对于设防烈度低时（6、7度）不宜低于0.7，设防烈度高 时（8、9度）不宜低于0.5.
对于某47层框筒结构（如图3），平面布置如图4，连梁采用剪力墙开洞的方式建模，比较连梁刚度 折减系数为0.6，与不折减的两个模型，用SATWE软件计算整体指标结果对比见表1.
表1连梁是否折减的整体指标对比 连梁折减 连梁不折减 周期（s) 11 3. 9763 3. 9173 T2 3. 9302 3. 6271 3. 3772 3. 1688 基底剪力(kN) X向地震 20382. 54 20656. 42 Y向地震 22037. 10 22224. 87 X向风 4306. 9 4306. 9
任取某层的配筋结果进行对比，连梁刚度折减后内力和配筋有所减小，但抗剪截面仍然超限，从控制 内力来看，剪力设计值减小了约10%（见图5、图6），可见连梁刚度折减对缓解连梁的超筋超限确实有一 定的作用，但影响也有限，考虑连梁刚度折减后，连梁的承载力有时仍然不符合要求，可能需要考虑其它 途径来解决.
剪压比超限 (28)V=--6576. >Fy=0.18*fc*B*Ho3812 图5配筋图及超限说明一连梁刚度不折减 *剪压比超限 (28)V=5880.>Fv=0.18*fc*B*Ho=-- 3812. 图6配筋图及超限说明一连梁刚度折减
SATWE软件前处理可以对按框架梁和剪力墙开洞两种方式建模形成的连梁进行设缝处理，具体菜单位 置如图7.
单绩连录 N 图7SATVE 特殊构件定义菜单 图8双连梁的设置 某算例，连梁尺寸300*3100，设单缝，缝宽20mm，指定方式如图8所示.
经过计算，SATWE将一根梁分隔成两根尺寸均为300*1540的独立梁，它们分别有其各自对应的梁编 号，各编号的梁分别输出对应的构件配筋结果.
315:0 30*15:0 20） 图9双连梁划分的尺寸 图10楼板设缝示意图 软件进行双连梁计算时，是将分割后的梁均抬至墙顶标高处，两端增加罚单元近似模拟梁、墙之间的 协调变形.
与布置两根独立梁模拟的方式有着本质区别，计算结果也无可比性.
此外还需要注意，目前对开洞形成的连梁进行设缝，SATWE软件仅限于在楼板处，不能在连梁的任意 位置设缝，如图10所示.
设缝连梁的方案会使梁刚度降低，承受的弯矩和剪力有明显减小，从而改善连梁的受力性能，使其避 免出现超筋，但连梁设缝后会影响整体刚度，致使结构整体偏柔，故不是万能的方法.
5.2交叉斜筋、对角暗撑 近年来对混凝土剪力墙结构的非线性动力反应分析以及对小跨高比连梁的抗震受剪性能试验表明，较 大幅度人为折减连梁刚度的做法会导致地震作用下连梁过早屈服，仍不能避免发生剪切破坏司，故通过试 验研究在不降低或有限降低连梁作用剪力前提下，以改变配筋方式来达到预期的延性需求.
交叉斜筋、对角暗撑是近年国内外试验结果分析得出的一种配筋处理手段.
SATWE软件可以实现这种 配筋方式，相关功能菜单位置可见图7.
对于它们的设计方法，软件根据《混凝土规范》11.7.10条、《高规》9.3.8条的相关规定，主要的计算 公式如下： 1）受剪截面应符合下列要求：
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王洁，董全利等-某超高层钢结构办公楼设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某超限高层钢结构 办公楼设计 王洁 ，董全利 ，朱勇军，周颖，成永平，王涛 （悉地（北京）国际建筑设计顾问有限公司，北京100013） 摘要：某超高层 办公楼位于北京，高度为200m，采用钢框架-中心支撑结构体系.
本文从模态分析、风荷载作用效 应分析、小震反应谱作用效应分析、小震弹性时程分析及大震弹塑性时程分析等方面对结构性能进行了闸述.
计算结 果表明，本结构抗侧刚度较好，结构体型规则，抗震性能良好.
此外，纯钢结构体系的施工进度较快，可以缩短项目 施工工期，降低项目总成本.
本文的结构设计、控制标准、荷载取值及主要分析方法可为相关工程提供参考.
关键词：超高层：钢结构：框架-支撑：抗震：设计 1工程概况 本工程位于北京丽泽商务区，项目包含两栋超高层主塔1、2（高度分别为200m和180m）和两栋副 塔.
两栋主塔通过设置于6至8层（约25米高度处）北侧的连接桥相连.
四栋塔楼均为办公功能，两个 地块主副塔在±0.000以上各设一道结构永久缝，±0.000以下统一设四层（局部五层，含夹层）整体扩大地 下室.
两栋超高层主塔均采用纯钢结构，副塔均采用钢筋混凝土框架筒体结构，基础采用天然地基筏板基 础.
本文主要介绍主塔1的结构设计.
主塔1正负零以上总建筑面积为87605m²，主结构总层数为43层，结构主要楼板高度190.65m，局部 突出停机坪结构高度199.85m.
结构标准层平面尺寸约55.6x35.8m，标准层层高4.2m，塔楼1-9层北侧带 一跨裙房，此范围层高在4.8m~5.6m之间，整栋塔楼设3道设备层，设备层层高为5.6m，结构整体三维模 型如图3所示.
2结构体系 主塔1采用钢框架一中心支撑结构体系.
框架柱沿结构外框及内筒布置，外框周圈布置18根框架柱， 内筒布置8根主框架柱及20根小柱.
支撑主要布置在结构内筒，纵向设2福，横向设4福.
为了提高结 构的抗震性能，在结构内筒纵横向分别设置了消能梁.
由于内筒两方向高宽比差别较大，为增强结构横向 抗侧刚度，在外框筒横向中间两跨跨层设置钢支撑，使结构两方向抗侧刚度相近.
结构标准层布置如图1 所示.
图2为结构典型剖面图.
（a）平面图 （b）三维图 图1标准层结构布置图 作者摘介：王洁（1982-)，女，硕士.
工程师
内筒钢结构柱向下延 伸至B2层底板，在B2层底板以下转换为型钢混凝土柱：外筒钢结构在±0.000以下插入混凝土柱，在B2 层底板以下转换为型钢混凝土柱.
主塔1±0.000m以上钢支撑采用箱型截面，由底部口550x550x30x30逐渐变至顶部口250x250x14x14，支 撑材质为Q345C.
支撑向下延伸至B2层底板，在B2层底板以下转换为剪力墙，支撑推力由B2层底板设 置的钢梁承担.
主塔1±0.000m以上楼面框架梁采用H型钢截面，局部抗扭构件采用箱型梁截面：消能梁采用H型钢 截面：次梁采用H型钢截面，按照组合梁进行结构设计.
首层及B1层梁，在主塔范围内采用钢梁，主塔 范围以外采用钢筋混凝土梁.
框架梁及耗能梁钢材材质为Q345C，次梁钢材材质为Q345B.
主塔1楼板在±0.000m以上采用钢筋桁架楼承板，板厚一般为120mm，设备层及屋面板厚150mm， 首层及B1层采用现浇钢筋混凝土楼板，首层板厚为180mm，B1层板厚为120mm.
结构理论总用钢量（未扣除节点区重叠部分，未考虑节点区加劲构造）约14362t，单位理论用钢量约 164kg/m². 主塔1不规则项仅存在一项楼板不连续超限.
但是主塔1结构体系为框架-中心支撑结构，高度超180m 限值，为超A级高度建筑.
因此进行了超限高层建筑工程抗震设防专项审查.
3结构设计、控制标准及荷载取值 3.1结构设计标准 本工程结构设计标准列于表1.
表1结构设计标准 建筑结构安全等级：二级 结构耐久性：50年 结构重要性系数：70=1.0 风荷载作用重现期：50年 抗震设防烈度：8度（0.20g） 雪荷载重现期：50年 2
4.2风荷载作用效应分析 风荷载作用下的层间 45 41 45 位移角及楼层位移如图6、 图7所示.
X向规范层间 87 1 29 规花展位 19 细范层间位 位移角及风洞层间位移角 SA 相差不大，在结构中下部， 1/420 1/400 风洞试验层间位移角略大 17 17 13 I3 用位移身 于规范层间位移角.
规范 最大层间位移角发生在第 5 30层，为1/1454，风润最 0/1 1/500 1/250 1 位移鱼 0 1/0 位移角 1/ 大层间位移角发生在第 图6X向风荷载作用下层间位移角 图7Y向风荷载作用下层间位移角 15层，为1/1311，均满足 规范要求.
X向风荷载作用下顶部位移，规范值为112.5mm（H/1756），风洞试验值为114.5mm（H/1725）， 满足规范要求.
Y向风洞试验层间位移角普遍大于规范层间位移角，最大层间位移角发生在第30层，规 范值为1/701，风洞试验值为1/568，均满足规范要求.
Y向风荷载作用下顶部位移，规范值为222.9mm （H/886），风洞试验值为269.7mm（H/732），满足规范要求.
X、Y向规范及风洞试 45 规迈糖基力 45 41 规范梗层前力 验风荷载作用下的楼层剪 37 凡河试应楼层剪力 37 33 风河试验楼层病力 力分别如图8、图9所示.
20 150°风向角 29 （0风向角） 可以看出，25层及以下X向 25 25 按规范计算所得风荷载层 21 21 17 剪力略小于按风洞试验计 15 13 算所得层剪力，相差在10% 9 5 以内：Y向按规范计算所得 风荷载层剪力普遍小于按 0 500D x力 10000 15000 5000 00052 风洞试验计算所得层剪力， 图8X向风荷载作用下楼层剪力 图9Y向风荷载作用下楼层剪力 相差在10%以上.
构件设计按照规范及风洞试验结果取包络进行.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.3小震反应谱作用效应分析 小震作用下楼层剪重比如图10所示.
X向及Y向结构最小剪重比均大于0.024，满足设计要求.
X向最大层间位移角发生在第30层，为1/481，顶部位移值为302.6mm，为H/653（图17）.Y向最 大层间位移角发生在第30层，为1/378，顶部位移值为360.1mm，为H/549（图18），均满足规范要求.
本塔楼体型规则，X向最大扭转位移比发生在第2层，为 45 1.056，Y向最大扭转位移比发生在第1层，为1.13，均小于1.2， 37 41 满足规范要求.
29 .向黄重比 楼层刚度在层高变化处有较小突变，设备层因层高较高，楼 25 21 向剪重比 层刚度较弱，但仍满足规范对楼层刚度比的要求.
17 0.024 当结构在地震作用下的重力附加弯矩大于初始弯矩的10% 13 时，应计入重力二阶效应的影响".
本塔楼重力附加弯矩与初始 5 弯矩的比值最大为7.5%，小于10%，因此可不必计入重力二阶 效应的影响.
0.1000 0OSTO 剪重比 根据超限审查意见，本结构消能梁作为第一道防线，考虑其 图10小震作用下楼层剪重比 破坏退出工作后对结构进行整体计算，以此时框架柱承担的剪力作为剪力调整的基准，对原结构外框柱剪 力进行调整.
同时满足外框柱总剪力不小于基底总剪力的25%以及1.1的较大值.
内筒柱剪力放大系数按 照《建筑抗震设计规范》对钢框架一中心支撑体系的要求进行调整，满足框架部分承担地震层剪力不小于 结构底部总剪力的25%及1.8Vmax二者的较小值".
框架柱按照调整后的剪力进行构件设计.
本塔楼外框 及内筒柱剪力调整系数如图11所示.
4.50 4.00 1.0 2. 3.00 内简柱 1.50 外简柱 1.00 050 o 图11柱地震剪力调整系数 楼居 4.4小震弹性时程分析 小震弹性时程采用两条天然波一条人工波计算，其中人工波为安评单位提供拟合规范谱的小震波.
依 据规范小震时程的峰值系数（70gal）对时程波进行峰值调整如表2所示（双向地震波输入时，次方向调整 系数为0.85）.
表2小震弹性时程地震波峰值及调整系数 地震波 峰值（gal）水平主方间调整系数水平次方向调整系数 竖向调整系数 时长（s） S0169（天然1水平，主方向） 103.8 0.674 0.438 82.12 S0170（天然1水平，次方向） 148.2 0.472 0.307 82.10 S0622（天然2水平，主方向） 243.3 0.288 0.187 36.50 S0623（天然2水平，次方向） 197 0.355 0.231 36.48 GF2人工波 70 1 0.65 38.82 三条波谱与规范谱的比较分别如图12~图14所示.
三条波其主方向频谱特性与小震地震反应谱曲线在 结构平动主周期位置吻合程度较好，人工波较反应谱值低3.30%.
天然波ISO169、S0170，主方向较反应 谱值高5.79%，次方向较反应谱值低8.22%.
天然波2S622、S623主方向较反应谱值低13.01%，次方向较 反应谱值低32.55%.
天然波与人工波地震影响系数曲线在结构平动主周期处平均值较小震反应谱地震影响 系数曲线低10.14%，不大于20%，满足规范要求.
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王治辉、贺云军-某高烈度区200米以下超限高层结构体系探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某高 烈度区200 米以下超限高层结构体系探讨 王治辉 ，贺云军 （云南省设计院集团，昆明650224） [摘要]：基于对高烈度区200米以下的超高层建筑结构体系选型方面的方案论证和优化分析，分别对结构选型、结构概念设 计、结构控制性指标等多个方面进行了对比分析.
框架-核心筒常采用的两种方案，即钢筋混凝土方案和混合结构方案，采 用钢筋混凝土框架-核心筒结构既能满足侧向刚度的要求，又避免了增设加强层引起刚度突变的问题，经济性也得到了较大 的改善.
[关键词]：高烈度区：超高层：核心筒：结构选型 1、前言 近年来，随着房地产行业的飞速发展，建筑物的高度也随之越来越高，全国各地超高层不断拨地而起， 东部沿海城市超高层高度已近千米.
然而，在高烈度区（8度0.2g以上）随着建建筑物高度的增加，设计 难度和总造价相应的有较大幅度的增加，因此在高烈度区，200米以下的超高层所占比例比较大.
此类超 高层建筑多为办公写字楼或者酒店综合体，结构也多采用框架-核心筒的结构形式.
在高烈度条件下，结 构设计时地震力起控制作用，结构的刚度控制尤为明显，此时如何选择一种抗侧力体系，同时满足较好的 抗侧刚度又能满足较好的经济性，更为重要.
本文拟结合一栋高烈度区200米以下超高层的实际工程，通 过对比分析，讨论结构体系选型问题，为今后同类超高层建筑结构设计分享可借签的经验.
2、工程概况 2.1建筑概况 图1建筑外立面效果图 图2办公区标准层平面图 昆明螺蛳湾中心A2-4地块位于昆明市西山区环城南路与南坝路交叉口西南侧.
该地块由H11，H12座 两栋177.06m超高层写字楼、H9，H10座两栋130m以下的超高层住宅及6层裙房和地下部分组成.
H11， H12座除16层商场范围内房间布局不同，其它均相同，是集办公商业于一体的超高层综合体项目，该主 楼上部结构建筑面积分别5.82万m.
建筑层数为地下3层，地上42层.
结构屋面总高度：177.06m，外 立面总高度：192.66m.
首层层高5.76m，2^6层5.4m，7、19、31避难层5.2m，标准层3.9m.
建筑主要 作者簧介：王治辉（1991），男，硕士，工程师
2.2结构概况 工程设计基准期为50年，结构安全等级为二级（其中商业部分为一级），抗震设防烈度为8度，设计 基本地震加速度0.2g，设计地震分组为第三组，抗震设防类别为丙类（局部商业部分为乙类），抗震等级 核心筒为特一级，外框架为一级（其中商业部分为特一级），场地类别为Ⅲ类，场地特征周期为0.65S，结 构水平位移计算时基本风压按50年重现期采用，取值0.30KN/m，地面粗糙度为C类，结构承载力计算时 基本风压按1.1倍50年重现期风压值采用.
H11，H12座超高层建筑超B级高度限值140m，超限高度37.06m，超限幅度26.47%.
3、结构布置与选型 该项目地下3层、裙房地上6层，H11，H12座建筑之间的裙房在土0.000m以上均设置抗震缝与主楼 脱开，形成若干独立结构单元.
结构平面尺寸为38.1mx38.1m，核心筒尺寸为16.5mx16.3m.
结构高宽比 4.65，长宽比1.0，核心筒高宽比10.73.
设计对可用的两种结构方案进行了分析比较，两个方案分别如下： “矩形钢管混凝土柱一钢梁一钢筋混凝土楼板一钢骨混凝土核心筒体系（带加强层）”为方案一.
“普通钢筋混凝土外框架钢筋混凝土核心筒结构体系（无加强层）”为方案二.
为了满足建筑功能的要求，柱网均布置在房间分隔处，竖向由于跨中为连梁，以及底部中间是大堂入 口，不能设柱，固最后方案定为18柱方案.
水平向：中跨柱距为7.5m，边跨11.2m，竖向：跨中7.5m， 两侧4.3m，边跨10.2m.
两种结构方案平面布置图如下所示： 图3方案一结构平面布置图 图4方案二结构平面布置图 典型结构构件截面尺寸 低区 中区 高区 主要 外墙 方案一 900 500 墙断 方案二 900 500 500 面 内墙 方案一 000 250 200 (m) 方案二 000 250 200 主要 外围 方案一 H800x350x16x25 H800x350x16x25 H800x350x16x25 梁断 方案二 600×1000 600x900 600x900 面 简与柱 方案 500x800 008005 500x800 (nmm) 之间 方案二 H600x350x12x25 H600x350x12x25 H600x350x12x25
4.1两种结构方案的主要分析结果 两种结构方案的主要分析结果 计算软件（SATVE） 方案一 方案二 差% 结构总重量（t） 89570. 773 93508 062 4. 4% 标准层单位面积重度（KN/m2） 1. 38 1. 44 核心筒面积占标准层面积比 18. 5% 18.5% 墙肢最大轴压比 0. 36 0.37 水平地震作用下基底 X向 30293. 96 30786. 52 1. 6% 总剪力(kN) Y向 30075. 41 30785 98 2.4% 各楼层最小剪重比 X向 3. 56% 3. 29% Y向 3.54% 3. 29% T1 3 5932 3. 7621 前3阶周期 T2 3.5174 3. 6085 T3 2. 0951 2. 3997 周期比 T3/T1 0.5831 0. 6379 框架承担地震剪力比 X向 13. 07% (22 层) 29. 91% (20 层) （Vnax/V0 最大值) Y向 15. 32% (22 层) 30. 93% (20 层) 地震作用下最大层间 X向 1/702 1/693 位移角 Y向 1/715 1/729 注：按《高规》3.7.3条要求，本工程内插后最大层间位移角1/688 刚重比 X向 4. 83 4.61 Y向 4. 70 4. 29 主要型钢用钢量 8221. 56 (t) 1779. 34 (t) 通过以上结果对比，方案二比方案一，重量稍有增加，周期稍有增加，由文献[1]5.1.5条，取第一 周期T1，算得方案一的地震力影响系数为0.03795，方案二为0.03595，方案一较之方案二地震力影响系 数大了5.56%，而在总重量上，方案二却比方案一大了4.4%，基底剪力两个方案基本持平.
4.2层间位移角比较 混合结构外框架梁与核心筒为不同材料，连接之处按铰接考虑，不能传递弯矩，故而必会损失部分刚 度，加强层的设置，改变了这一现状.
在水平荷载作用下，结构的总侧移由核心筒弯曲型侧移和外框架的 剪切型侧移组合而成.
核心筒的侧移量取决于核心筒所承受弯矩的大小及刚度，外框架的侧移则包含框架 柱上下端剪切变形及其弯曲变形所共同引起的水平向侧移.
设置加强层可以有效的减小结构的侧移，其作 用机理并不像通常传统作法那样直接增大剪力墙、筒体和柱等竖向抗侧构件的刚度以减小结构侧移，其主 要通过设置水平加强层来引起结构内力重新分布，使结构内力朝着对减小结构侧移非常有利的方向发展，
设置加强层后引起的这种结构内力重分布的具体规律 是：使得结构中决定侧移大小的主要内力（包括：核心筒的弯矩、外框架柱的弯矩和剪力等）都明显减小， 因为伸臂的设置，使得核心简在发生弯曲变形的时候会受到外框柱的约束，其会使框架柱产生轴向的拉（压) 变形，因框架柱本身所具有的轴向刚度较大，这样将会在框架柱上产生较大的拉（压）力，又因框架柱与核 心筒之间相距较远，力臂相对较大，这样就会产生一个较大的与水平荷载所产生力矩相反的力矩，这样就 能明显的提高结构的抗倾覆能力，减小结构因弯曲变形所引起的侧向位移.
两种方案层间位移角对比图45所示： X向楼层层间位移角曲线图 Y向楼层层间位移角曲线图 50 50 45 方案 45 方案 40 方案一 40 方案 规范值1/688 规范值/68 35 35 E 30 层 25 层 楼 楼 25 20 20 15 15 10 10 5 5 0 0 0 0 0 1/6671/500 0 0 0 1/6671/500 层间位移角 层间位移角 图4X向楼层层间位移角曲线图 图5Y向楼层层间位移角曲线图 由以上对比图可知，方案二设置加强层后，虽对位移起到的较好的控制，但却因为加强层考虑楼板平 面内变形的影响[2]设置弹性板后，层间位移角出现波动，最大层间位移角仍比较接近规范限值1/688.
因 此对于此类高度的超高层而言，加强层设置后的混合结构对于抗侧刚度的贡献的效率并不是很高.
4.3框架和核心筒剪力分布特征 框架与核心筒在楼板和连梁作用下协同工作时，框架与核心筒之间产生相互作用力，这些力从上至下 并不相等，且可能会改变方向，图67给出了两种不同方案在小震下沿高度的水平剪力情况.
§0 X方向框架承担剪力百分比 Y方向框架承担剪力百分比 50 45 案二 45 方案二 40 3) 方案一 规范10% 40 规范20% 规范10% 35 规范20% 35 30 OE 层 25 25 20 楼 20 15 15 10 10 5 5 0 0 0% 10% 20% 30% 40% 0% 10% 20% %0E 40% 百分比 百分比 图6X方向框架承担剪力百分比 图7Y方向框架承担剪力百分比 从图67可以看出，核心筒承担了水平剪力远远大于外框架.
两方案框架部分分配的楼层地震剪力标
混合结构方案设有加强层，文献 [2]9.1.11条规定框架部分分配的楼层地震剪力标准值的最大不包括加强层及其上、下层的框架剪力.
图 67显示，除去加强层及其上、下层，混合结构只有少量楼层满足10%的要求，而方案二，则有多数楼层 满足10%楼层地震剪力的要求，且有部分楼层超过了20%.
相对于混合结构，混凝土结构框架对侧刚贡献 有所增加，从而减少了核心筒所分担的地震力，更好的体现框架作为二道防线的作用.
5、核心筒主要墙肢中震下拉力控制 基于性能化设计，核心筒墙肢在小震下处于弹性工作状态，且控制小震弹性下底部拉应力小于混凝土 轴心抗拉强度标准值ftk.
中震下核心筒墙肢抗剪满足中震弹性：抗弯满足中震不屈服.
核心筒墙肢平面布置图如图8所示 墙 方案一 方案二 肢 墙胶厚 墙肢长 编 度/m 度/m 拉应力 拉应力 拉应力 拉应力 号 (MPa) /ftk (MPa) /ftk v1 900 6100 6. 43 2. 256 2. 93 1. 028 V2 900 6100 9.63 3. 379 5.12 1. 796 V3 900 5450 5.14 1. 804 3.07 1. 077 V4 900 1550 5.57 1. 954 未受拉 V5 900 1050 8.84 3. 102 0.45 0. 158 V6 900 3250 9.01 3. 161 5.68 1. 993 V7 900 6100 5.52 1.937 未受拉 v8 900 6100 9.34 3. 277 5.61 1. 968 W10 W9 V9 900 8200 6.45 2.263 1. 28 0. 449 W10 900 0565 5.27 1. 849 4.54 1. 593 图8核心简墙肢平面布置图 由上表可以看出，较之方案一，方案二框架部分承担较多的楼层地震剪力，在中震作用下，核心筒主 要墙肢的拉力也得到了比较明显的控制.
6、竖向变形差控制 对于混合结构，外框架梁与核心筒采用的是铰接做法，为减小核心筒与周边框架柱因竖向弹性变形、 基础不均匀沉降以及混凝土收缩徐变等因素对伸臂构件可能产生的不利影响，结合现场施工条件，将伸臂 桁架与核心筒和周边框架柱的连接延时进行，即伸臂桁架斜腹杆在主体结构封顶后再行安装，伸臂桁架的 上下弦杆也在主体封顶后再进行现场焊接.
而对于此种高度的混凝土结构而言，核心筒与外框架的变形差 的问题也不容忽视，因此，在连接核心筒与外框架之间的梁采取梁端水平加腋处理，这种办法的优越之处 在于，在最低限度不增加结构构件刚度的前提下，提高了构件的延性.
有效的缓解了混凝土结构用于超高 层建筑中由于水平荷载作用以及外框架与核心筒竖向变形差引起的框架梁端应力过大从而较难满足抗震 延性的要求的措施.
同时又可以减轻结构自重，降低地震荷载效应.
7、结论 文献[1]P.385：“对于混凝土核心筒-钢框架混合结构，在美国主要用于非抗震设防区，且认为不宜大
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