王欣、吕坚锋-昆明金丽煕城项目商务楼A座弹塑性时程分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 昆明金丽 熙城项目商务楼 A座 弹塑性时程分析 王欣 ，吕坚锋 （广州容柏生建筑结构设计事务所.
广州510170) 提要昆明金丽照城项目商务楼A座位于昆明市五华区黄土坡汽车交易市场内，主体结构地上40层，结构高度171.8m， 抗侧力体系为钢筋混凝土框架-核心简结构.
为保证结构抗震安全，采用PKPM-SAUSAGE软件进行弹塑性时程分析，并对 结构采取适当的结构方案调整措施.
另外，采用ABAQUS进行弹塑性时程补充分析，以验证PKPM-SAUSAGE计算结果的 正确性.
总的来说，钢筋混凝土框架-核心简结构具有较好的抗震性能，可适用于8度区超高层建筑结构设计.
关键词弹塑性时程分析：框架-核心简结构：PKPM-SAUSAGE：ABAQUS： 1.工程概况 本项目位于昆明市五华区黄土坡汽车交易市场内.
主体结构地上40层，结构高度171.8m，建筑幕墙 高度188.8m.本项目抗侧力体系为钢筋混凝土框架-核心筒结构，结构各层平面形状呈长方形，长宽比1.08.
首层层高6.5m，2层、11层、26层层高分别为4.8m、4.5m、4.5m，其余楼层层高为4.2m.
结构二层对应 入口大堂处存在较大面积开洞，形成个别跃层柱.
标准层结构平面布置图见图1.
a)建筑效果图 b)标准层结构平面布置图 图1建筑效果图与标准层结构平面布置图 本工程所在地区的抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度为0.2g，地震设计分组为第三组，场地 土类别为Ⅲ类，特征周期值为0.65s.
本结构主要特点如下： 1）结构高度171.8m，参考《高层建筑混凝土结构技术规程》的规定，相应条件下的最大适用高度 仅为140米，属于高度超限结构.
2）本工程位于8度区，其地震响应较为激烈，对结构抗震性能要求较为严格.
鉴于如此，采用弹塑性时程分析，验算弹塑性变形相关要求，可作为保证结构抗震安全的重要手段.
作者简介：王欣，1984年9月，男，硕土，一级注册结构工程师
PKPM-SAUSAGE由广州建研数力建筑科技有限公司独立开发的专业非线性分析软件.
PKPM-SAUSAGE采用创新的GPU数据访问存储技术以及新型有限元并行分析技术，解决了大规模数据运 算的速度瓶颈，极大地提高了分析精度.
PKPM-SAUSAGE借鉴签ABAQUS的技术条件，并采用ABAQUS 进行大量实际工程算例的测试对比，表明了SAUSAGE已具备结果准确、计算效率高、建模便利的特征， 并通过了专业评审，可应用于工程实践.
2.1显式分析方法 PKPM-SAUSAGE时程分析采用显式分析方法，即为中心差分法，其平衡方程可以表示为： (1) 2A 2A 式中，△r为计算步长，为下一时刻的位移向量：{，为当前时刻已知位移向量：{}为上 一时刻已知位移向量：{F，为结构所承受的节点外力向量：[M]为集中质量矩阵：[C]为阻尼矩阵： 2.2结构阻尼设置 结构动力时程分析过程中，结构阻尼的设置对结构的动力响应有重要影响.
时程分析时，可选用振型 阻尼作为阻尼计算方法.
阻尼阵表示为： [][][][][]=[5] (2) [25 M 0 0 0 0 250 []= M 0 0 (3) 0 0 '.. 0 0 0 0 25 M. 式中，[]为振型矩阵：为第n阶阻尼比：第n阶圆频率：M为第n阶广义质量.
罕遇地震 下，各阶振型的阻尼比一般取为5%.
2.3本构关系 混凝土本构关系选用弹塑性损伤模型，该模型可较为准确反应混凝土材料在各向拉压条件下的屈服准 则、受拉软化行为、受压硬化及软化行为、刚度及强度退化等力学特征.
其中，混凝土材料轴心抗压和轴 心抗拉强度标准值按《混凝土结构设计规范》取值.
需要指出的是，偏保守考虑，计算中混凝土均不考 虑截面内横向箍筋的约束增强效应.
时程分析中，某单元的受力状态，可表现在应力空间中的某位置处.
若该位置已进入屈服面，采用Newton-Raphson算法求解该位置的一组关于塑性应变增量的非线性方程组， 以提高求解的精度和收敛性.
钢材本构关系采用双线性随动硬化模型.
考虑包辛格效应，在循环过程中，无刚度退化.
2.4构件模型 梁、柱及斜撑采用Timoshenko梁单元模拟，该单元计入剪切变形刚度，转角和位移各自独立插值.
剪 力墙、连梁和楼板采用壳单元模拟，该单元可计入转角变形.
本构关系中，以应力应变为分析对象，而梁
3.结构方案调整措施 弹塑性时程分析试算，可发现核心筒出现一定程度损伤破坏.
针对结构存在的薄弱部分，拟采取如下 结构方案调整措施： 3.1加大配筋 加大底部剪力墙的配筋率，可作为提高剪力墙的承载力的重要手段.
针对试算中所发现剪力墙损伤分 布情况，各楼层剪力墙配筋率见表1.
另外，在剪力墙内布置若干钢骨柱，可有效抑制剪力墙受弯时所产 生的混凝土拉应力.
表1各楼层剪力墙配筋率 楼层范围 核心简外墙部分 Y向内墙 其余内墙 1~2 2. 0% 3~5 1.5% 0.70% 6~10 1. 0% 11~15 0. 70% 0.50% 16~26 0. 50% 27~顶层 0. 35% 0. 35% 注：表中“核心简外墙部分Y向内墙”指图2中洋红色墙体，表中“其余内墙”指图2中黑色墙体.
E D C B 2345 (6 图2结构平面布置示意图 3.2增设连梁 连梁可作为耗能构件，可有效保护墙身安全.
实际工程中，可以采用多种方式增设连梁.
比如：调整 剪力墙之间框架梁的截面高度，以满足高跨比小于5，框架梁即可具有连梁特性.
不影响建筑功能前提下， 单连梁可改为双连梁.
另外，为真实研究连梁的性能，建模过程中宜采用壳单元模拟连梁，不宜采用梁单 元模拟连梁.
增设连梁前后，剪力墙的损伤对比见图3与图4.
3.3调整剪力墙形状 剪力墙缩进位置处，由于截面变化，缩进位置的上下轴压比相差较大，可引起应力局部集中.
为保证 剪力墙的轴压比沿竖向缓慢变化，可调整剪力墙形状，将剪力墙的侧边线改为斜线.
调整剪力墙形状前后， 剪力墙的损伤对比见图4.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 a)调整前（梁高500，跨度3000，跨高比6，梁元） b)调整后（梁高800，跨度3000，跨高比3.75，壳单元） 图3调整连梁前后剪力境的损伤分布图 a)调整前（剪力境呈矩形，单连梁） b)调整后（剪力境呈多边形，双连梁） 图4调整剪力墙形状与连梁份数前后底部剪力墙的损伤分布图 4.PKPM-SAUSAGE与ABAQUS计算结果对比 为验证PKPM-SAUSAGE计算结果的正确性，本文采用ABAQUS进行对比计算.
ABAQUS是通用 有限元分析软件，具有强大的非线性分析功能，是目前国内结构弹塑性动力时程分析应用最多的软件之一.
本文选取选用某双向地震波进行罕遇地震作用下的弹塑性时程分析，结构总体计算指标见表2.
表2结构整体计算结果 软件 PKPISALSAGE ABAQUS 第1周期（s） 3. 60 3.61 第2周期（s） 3.36 3.37 第3周期（s) 2.19 2.22 总重(kN) 000816 924470 X向最大层剪力（kN) 106446 94295 Y向最大层剪力（kN) 82719 70040 向最大层位移角 1/102 1/117 Y向最大层位移角 1/120 1/130 层间位移角曲线见图5，层间剪力曲线见图6，剪力墙损伤分布见图7.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 45 45 40 40 35 35 30 30 楼 25 SAUSAGE 25 SAUSAGE =-ABAQUS ==-ABAQUS 20 20 15 15 10 10 5 5 0 0 0 1/200 1/100 0 1/200 位移角 1/100 位移角 a)X向 b) Y向 图5 层间位移角对比 45 45 40 40 SAUSAGE SAUSAGE 35 35 =• ABAQUS ABAQUS 层 30 30 25 25 20 20 15 15 10 10 5 0 50000 100000 150000 0 50000 100000 剪力(kN) 剪力(N) a)X向 b) Y向 图6层间剪力对比 a) SAUSAGE b) ABAQUS 图7轴线B处剪力墙损伤对比 经对比，可发现PKPM-SAUSAGE计算结果与ABAQUS较为吻合.
由PKPM-SAUSAGE计算结果， 对本结构的弹塑性分析可做出如下评价： 1）主体结构在各组地震波作用下的最大弹塑性层间位移角X向为1/102，Y向为1/120，满足框架- 核心筒结构的规范限值1/100，满足“大震不倒”的设防要求.
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）。
王欣-PKPM-SAUSAGE工程应用所发现的结构布置问题.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 PKPM -SAUSAGE 工程应用所发现的结构布置 问题 王欣 （广州容柏生建筑结构设计事务所.
广州510170) 提要PKPM-SAUSAGE采用显式时程分析方法进行弹塑性分析，采用PKPM-SAUSAGE试算了大量个实际工程模型， 发现适当的结构布置调整措施，可有效改善结构抗震性能.
增加电梯间内剪力墙的平面外的束，可有效抑制剪力墙的平面外 变形.
采用结构开洞，可避免长墙受剪破坏.
伸臂析架无需贯通核心筒，仅需要将核心筒与外框之间的钢构件的内力有效传 递于核心筒即可，调整剪力墙平面布置，可改变剪力墙所分配到的水平地震作用力，避免单个构件破坏.
调整剪力墙形状， 将剪力境的侧边线改为斜线，以保证剪力墙的轴压比沿竖向缓慢变化，避免应力局部集中.
关键词PKPM-SAUSAGE：弹塑性分析：结构布置； 1.PKPM-SAUSAGE软件简介 PKPM-SAUSAGE由广州建研数力建筑科技有限公司独立开发的专业非线性分析软件.
PKPM-SAUSAGE采用创新的GPU数据访问存储技术以及新型有限元并行分析技术，解决了大规模数据运 算的速度瓶颈，极大地提高了分析精度.
PKPM-SAUSAGE借鉴ABAQUS的技术条件，并采用ABAQUS 进行大量实际工程算例的测试对比，表明了SAUSAGE已具备结果准确、计算效率高、建模便利的特征， 并通过了专业评审，可应用于工程实践.
PKPM-SAUSAGE时程分析采用显式分析方法，即为中心差分法，其平衡方程可以表示为： (1) 式中，△r为计算步长，{为下一时刻的位移向量：{} 为当前时刻已知位移向量：{}为上 一时刻已知位移向量：F，为结构所承受的节点外力向量：[M为集中质量矩阵：[C为阻尼矩阵： 2.结构布置调整措施 本文采用PKPM-SAUSAGE试算了大量个实际工程模型，可发现适当的结构布置调整措施，可有效改 善结构抗震性能.
2.1增加电梯间内剪力墙的平面外约束 实际工程中，建筑要求核心筒内布置有多个电梯间，电梯间内无法布置楼板.
于是造成电梯间内剪力 墙的平面外变形不受约束.
出于建筑与设备专业需要，个别楼层的层高达到6米或以上，这对电梯间内剪 力墙的平面外受力更为不利.
试算某实际工程，发现电梯间内剪力墙表现出较为严重的损伤破坏，见图1.
为有效抑制剪力墙的平面外变形，可在电梯间区域布置梁构件.
与剪力墙平面外相交的梁构件，可以 为剪力墙提供平面外约束.
在有限元计算中，限于有限元计算假定，采用梁单元模拟时该梁构件，梁单元 只能为剪力墙提供一个点约束.
而采用壳单元模拟该梁构件，壳单元可为剪力墙提供多个点约束.
显然， 壳单元的模拟效果优于梁单元.
另外，建议加大该梁构件的截面高度，以提供更多的平面外约束.
在不影响建筑与设备专业的前提下，
经修改，再次试算该实际工程，发现电梯间内剪力墙已无明显损伤破坏，见图1.
a)调整前（梁单元） b）调整后（电梯间区域增设梁构件，壳单元） 图1修改电梯间区域梁构件前后的剪力墙损伤分布图 2.2剪力墙结构开洞 试算某实际工程，发现剪力墙的长度达到10米时，剪力墙腹部会出现明显的损伤分布，见图2.
对于 长墙，其刚度远远大于短墙，其所承受的水平地震作用力较大，直接导致其剪力过大.
根据材料力学，腹 部处剪应力最大，故易出现受剪破坏.
为避免长墙受剪破坏，建议采用结构开洞，将长墙分为2片短墙与连梁.
修改前后，损伤分布对比见 图2，可发现结构开洞可有效避免墙身破坏.
《高层建筑混凝土结构技术规程》7.1.2条也规定：墙长不宜 大于8米.
考虑到结构开洞，会前弱结构刚度，也可采用多连梁，见图2与图6.
实际工程试算发现，墙长10米 时，取洞宽1.5米，开洞前后的结构周期差别不超过5%.
另外，长墙采用结构开洞，可释放混凝土收缩应 力，避免收缩裂缝.
补充说明，考虑到连梁的耗能作用，实际工程应用中宜尽可能多布置连梁.
比如：电梯间区域设有走 道，在不影响走道使用空间时，可在走道上方增设连梁.
a)调整前（无结构开洞） b）调整后（结构开润，三连梁） 图2结构开洞前后的剪力墙损伤分布图
笔者以为，伸臀桁架用 于将核心筒与外框协同受弯，以提高抗侧刚度.
结构设计中，将核心筒与外框之间的钢构件的内力，有效 传递于核心筒即可.
考虑到核心筒的剪力墙较长，根据圣维南原理，钢构件的内力只受与钢构件相邻的剪 力墙的影响，故无需将伸臂桁架贯通核心筒内的整片剪力墙，仅需在钢构件与剪力墙相连处剪力墙内布置 水平弦杆、斜腹杆、钢骨柱.
试算某实际工程，核心筒的剪力墙设有门洞，伸臂桁架无法贯通核心筒，但 损伤破坏较轻，见图3.
图3设有伸臂桁架的核心筒损伤分布图 2.4调整剪力墙平面布置 试算某实际工程发现，图4中圈出的剪力墙出现明显损伤，其损伤分布见图5.
通常情形下，建筑楼 层结构可满足刚性楼板假定，于是可按各抗侧构件的刚度分配其水平地震作用力.
剪力墙属于受弯构件， 矩形截面的抗弯惯性矩I=bh/12，故调整截面高度大小，可有效改变构件的刚度.
再次试算发现，适当调 整剪力墙的墙长，可有效避免剪力墙损伤，见图5.
a)调整前（剪力境较长） b）调整后（剪力墙较短） 图4调整剪力境平面尺寸前后剪力境的平面布置图 a)调整前（剪力境较长） b）调整后（剪力墙较短） 图5调整剪力境平面尺寸前后剪力墙的损伤分布图
为保证 剪力墙的轴压比沿竖向缓慢变化，可调整剪力墙形状，将剪力墙的侧边线改为斜线.
调整剪力墙形状前后， 剪力墙的损伤分布见图6.
a）调整前（剪力境呈矩形，单连梁） b）调整后（剪力境呈多边形，双连梁） 图6调整剪力墙形状与连梁份数前后剪力墙的损伤分布图 3.结语 PKPM-SAUSAGE可有效应用于各种实际工程的弹塑性时程分析，并可以发现不当的结构布置可引起 的结构破坏问题.
通过采用合适的结构布置调整措施，即可有效改善结构抗震性能.
由此可说明， PKPM-SAUSAGE具有一定的工程应用价值.
参考文献 [1]王欣，李志山.SAUISAGE 软件动力弹塑性时程分析方法及其应用[J].建筑结构，2012，42(S2）：7-11 [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.
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）。
王栋、莫庸-复杂平面点式高层剪力墙结构抗震设计探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 复杂平面点式 高层剪力墙 结构抗震设计探讨 王栋 ，莫庸 2 （1.甘肃省建筑设计研究院，兰州730030：2.甘肃省建设科技专家委员会，兰州73030） 摘要：通过对某平面凹凸不规则剪力墙结构进行楼板平面内应力的弹性分析，探讨了水平地震作用下楼板平面内 应力产生的原因，由此发现楼盖存在的薄弱部位，并结合应力分析结果进行抗震措施加强，实现了楼板的抗震性 能目标.
关键词：凹凸不规则剪力瑞结构楼板平面内应力等效弹性分析 1工程概况 某点式高层住宅，位于兰州市西固区，建筑平面呈“三叉形”（平立面见图1、图2），建筑标准层 轮廊尺寸长32.90m，宽26.20m，房屋高度129.10m，地上43层，一~二层为商场，层高4.50m，以上均为 住宅，标准层层高3.00m：设三层地下室，为设备用房、库房、管理用房等.
上部结构形式采用剪力墙结构， 按最小等效宽度计算的高宽比为5.47，基础采用平板式筏形基础，持力层为卵石层.
图1标准层结构平面图 图2立面图 2规则性分析及存在的主要问题 根据该工程的结构形式、体形特点及设计调整后确定的计算结果，对结构进行高度及不规则超限项目 判别，该工程存在以下超限不规则项：①房屋高度129.10m，大于8度区钢筋混凝土剪力墙结构A级高
整体考虑楼板不会开 裂，可满足中震设防目标.
m LLLINER t.Lost （a）第46计算层 （b）第45计算层 （c）第44计算层
在产生楼板应力集中区域的下翼与中部连接处的凹槽部位加腋板，以改善 凹口处的形状，板厚取150mm.
重新进行整体分析，上述各层楼板应力见图4（a）～（f）.
结果表明部分 楼层的应力峰值区域发生转移，增设腋板处板应力明显减小，除极个别位置峰值应力略有增大外，总体来 看各层楼板应力均有不同幅度下降，尤其顶层以下各层板应力降幅较大.
L1 B1 （a）第46计算层 （b）第45计算层 （c）第44计算层 m （d）第25计算层 （e）第6计算层 （f）第5计算层 图4中震楼板应力（板厚加强） 4）对加强楼板前后的结构各阶振型进行考察，板加强前第16阶振型开始反映出平面各分叉间相对振 动的特性，对应的周期为Tg=0.1413S，该振型反映为下翼振幅最大（图5），增设加强胶后到第20阶振型才 开始有各分叉间相对振动，反映为上部两翼间相对振动（图6)，T2=0.1194S，这种变化与楼板应力峰值区 域的转移相似，同时板加强前后结构前15阶振型均无明显变化，这也反映出分叉间的相对振动表现为高 振型影响，楼板应力分析须保证足够的振型数量，不能仅按满足振型参与质量系数大于90%取振型个数.
5）由上述分析可知平面各分叉的相对振动存在于高阶振型，前几阶振型中一般不具备各分叉的反相
图5平面振型图（第16阶） 图6平面振型图（第20阶） 图7梁轴力图（大震） 分别选用软件提供的RH2TG045、TH4TG045、ECL-3三条地震波进行弹性动力时程法计算，主方向 峰值加速度取200cm/s²，两向输入比例为1:0.85，结构阻尼比取0.07，由程序完成计算后取各条波全时域 最大应力包络值，结果显示时程法计算的楼板应力均小于振型分解反应谱法结果（以46计算层为例峰值 主拉应力最大1.13MPa同层振型分解反应谱法计算值为1.35MPa，见图8），说明按振型分解反应谱法计 算结构楼板应力是可行的.
6）为了考察结构分析时选取的振型个数对计算结果的影响，分别取振型个数为6、15、36对结构进 行了补充计算，以46计算层为例，振型数为6时楼板峰值主拉应力最大1.25MPa，略小于振型数24时计算 值1.35MPa，振型数为15、36时楼板峰值主拉应力最大值与振型数为24时基本相同，见图9、图10.
说 明本例中水平地震作用下高阶振型虽然对楼板应力有一定贡献，但所占比重较小.
图8第46计算层（弹性时程） 图9第46计算层（取6个振型） 图10第46计算层（取36个振型） 3.2.4相关问题讨论 1）楼板平面内应力主要由两个方面产生：①楼板作为结构侧向振动横隔板时，在协调各抗侧力构件 变形过程中产生的应力，当各抗侧力构件刚度差异较大时板内应力增大，此时即使各竖向抗侧力构件的类 型相同（如本例剪力墙结构），但其抗侧刚度也会因其平面布置及截面尺寸的差异面不同.
②由于平面 内不同部分的相对振动使楼面整体变形产生的应力，此时楼板受力象卧置的深梁整体承受弯剪.
两种因素 所占比重会因平面不规则程度发生变化，就本工程来说，前述分析表明，前者影响远大于后者.
分析结果 同时表明对凹凸不规则平面，这种两种作用均会使板内应力进一步增大并在平面内折角部位产生明显的应 力集中，设计必须采取加强措施.
2）按规范方法计算地震作用时，无论采用振型分解反应谱法还是弹性时程分析法，均以地震波单点 单维输入（振型分解反应谱法、时程法）或单点多维（三维输入时程法），因无地面扭转分量输入，故无 5
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）。
王晓军-刚域长度的计算及其对结构分析和设计的影响.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 刚域 长度 的计算 及其对结构分析和设计的影响 王晓军 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司设计软件事业部，北京100013） 摘要：在建筑结构中，规范规定柱和梁节点的重叠区域，可视为刚域.
本文首先在规范的基础上，针对规范中 的局限性，介绍了SATWE软件对刚域长度计算方法做的改进：然后通过一些实例探讨了考虑刚域对结构分析和 设计的影响.
关键词：刚域，周期，基底剪力，配筋 1引言 所谓刚域，就是可视为刚体的一片区域.
如果研究对象中某区域的刚度足够大、变形足够小，为简化 计算，可将该区域视为刚域.
对建筑结构进行有限元分析时，柱和梁是用线单元（梁单元）来模拟，从而 不能考虑柱和梁的重叠区域，即刚度相对较大的节点区域.
对此，《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）（以下简称《高规》）5.3.4条指出，“在结 构整体计算中，宜考虑框架或壁式框架梁、柱节点区的刚域影响”.
《高规》5.3.4条的条文说明中指出， “当构件截面相对其跨度较大时，构件交点处会形成相对的刚性节点区域”.
《高规》中处理刚域的方式 是将梁、柱单元两端的某一长度杆件视为刚性杆，并给出了刚域长度的计算公式.
本文首先介绍SATWE软件中刚域长度的计算方法，然后通过一些实例探讨刚域对结构分析和设计两个 方面的影响.
2刚域的计算 2.1规范中的刚域计算 《高规》5.3.4条给出了梁和柱的刚域长度计算公式，其中梁的刚域长度为， =a-0.25h (1) = a 0.25h (2) 柱的刚域长度为， =c-0.25b (3) = C 0.25b (4) 作者簧介：王晓军（1987），男，硕士，助理工程师
各符号的含义如图1所示.
bb2 bc 图1刚域长度示意图 《高规》5.3.4条的条文说明中指出，“刚域尺寸的合理确定，会在一定程度上影响结构的整体分析 结果，本条给出的计算公式是近似公式，但在实际工程中已有多年应用，有一定的代表性”.
然而对于《高 规》给出的柱的刚域长度计算公式，存在以下两点局限性： 第一，由于PMCAD建立的模型中柱顶和梁的上皮是等高的，有限元模型中柱的上节点取的也是柱顶位 置的节点，这样本层梁对上层柱的底部刚域是没有影响的.
虽然在计算模型中会将梁的轴线上移至柱顶， 但如果本层的梁高较高，仍按照规范的公式来计算柱端刚域，那么上层柱底部的刚域会很大，导致上层柱 的计算高度比柱的实际高度小很多，形成短柱，造成计算异常.
第二，如图1所示，柱的刚域计算只考虑了梁高和柱宽，并未考虑梁截面的宽度.
显然截面宽度较小 和较大的梁对柱端的约束并不相同.
在计算柱端刚域时，不考虑梁的宽度是不合理的.
2.2刚域计算的修正 在规范的基础上，针对柱端刚域长度计算的局限性，SATE软件做了以下几点改进（如图2所示）： q8 HC 8 图2柱端刚域计算示意图
第二，针对上面局限性的第一条，SATWE中将梁对上层柱底端的刚域归入本层柱的柱顶，不考虑柱底 端的刚域，以柱宽度方向的刚域长度为例， L_ = L L = c 0.25B c 0.25B = H 0.5B ≥0 (6) 记作 L= -0.5B ≥0 (7) 同样，柱高度方向的刚域长度记作 L =-0.5H ≥0 (8) 其中L为柱宽度方向的“梁高”，L为柱高度方向的“梁高”，B.为柱宽，H为柱高（如图2所 示）.
按照规范要求，刚域长度不能为负值.
第三，针对上面局限性的第二条，考虑梁宽对柱端刚域长度的影响，“梁高”的计算采用以下两式： =H*min（B、H) H (9) B. (10) 其中H，为梁的高度，B.
为梁的宽度（如图2所示）.
从式（9)和式（10)可以看出，当梁的宽度大于柱的宽度或高度时，直接取梁高度值：当梁的宽度小于 柱的宽度或高度时，按照两者的比值对梁高度值做折减，以此考虑截面宽度较小的梁对柱端较弱的约束作 用.
第四，如图2所示，考虑梁的轴线与柱的长、宽方向不一致的情形，并对与柱端相连的梁产生的 刚域长度取最大， L=max- H *min(B，H) *|cos 9 H. (11) L_= max H.
*min(B B) *|sin θ (12) B. 以上为SATVE中实际采用的计算柱顶端刚域长度的公式，柱底端刚域长度为零.
对于梁端刚域的计算， 不做修正，采用《高规》5.3.4给出的公式.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3刚域对结构分析和设计的影响 考虑梁端和柱端刚域，实际上是将梁、柱两端的部分区域视作刚性杆，SATE中用偏心来处理.
这样 就会对结构的分析结果有一些影响，如周期、地震剪力等.
另外，《高规》5.3.4条的条文说明中指出， “考虑刚域后梁端截面计算弯矩可以取刚域端截面的弯矩值，而不再取轴线截面的弯矩值，在保证安全的 前提下，可以适当减小梁端截面的弯矩值，从而减少配筋量”.
下面分别探讨刚域对结构分析和设计结果 的影响.
3.1刚域对周期的影响 考虑刚域后，结构整体上要比不考虑刚域的刚度要大一些，这里选取框架和框架剪力墙两种结构类型 来分析刚域对周期的影响.
首先选择如图3所示的7层框架结构，分别计算“不考虑梁、柱刚域”（模型1）、“只考虑柱刚域” （模型2）、“只考虑梁刚域”（模型3）、“考虑梁、柱刚域”（模型4）四种模型，前7阶周期如表 1所示.
表2为考虑刚域后，模型2、模型3、模型4相对模型1周期下降的百分比.
结果显示只考虑柱端 刚域，周期大约降低0.8%：只考虑梁端刚域，周期大约降低5.5%：同时考虑梁、柱端刚域，周期大约降 低6.5%.
这说明，对于框架结构考虑刚域后周期降低明显：柱端刚域对周期的降低效果不明显，而梁端刚 域对周期降低效果比柱明显得多.
图3框架结构图 表1是否考虑刚城时的结构周期 周期阶次 模型1周期（s) 模型2周期（s) 模型3周期（s） 模型4周期（s） 1 1.0764 1.0684 1.0175 1.0088 2 1.0757 1.0675 1.0138 1.0049 3 1.0262 1.0181 0.9714 0.9626 4 0.3324 0.3294 0.3148 0.3117 5 0.3255 0.3229 0.3071 0.3044 6 0.3170 0.3139 0.2990 0.2956 7 0.1685 0.1668 0.1605 0.1587
表4为考虑刚域后，模型2、 模型3、模型4相对模型1的周期降低的百分比.
结果显示只考虑柱端刚域，周期几乎没有降低：只考虑 梁端刚域，周期大约降低2%：同时考虑梁、柱端刚域，周期大约降低2%，比只考虑梁端刚域稍多一些.
对比刚域对框架和框架剪力墙结构周期的影响发现，对于框架结构，刚域对周期的降低效果明显：对 于框架剪力墙结构，刚域对周期的降低效果不明显.
图4框架剪力墙结构图 表3是否考虑刚域时的结构周期 周期阶次 模型1周期（s) 模型2周期（s) 模型3周期（s) 模型4周期（s) 1 1.1523 1.1520 1.1247 1.1243 2 1.0980 1.0979 1.0735 1.0733 3 1.0585 1.0583 1.0347 1.0345 4 0.3416 0.3416 0.3348 0.3348 5 0.3384 0.3383 0.3317 0.3316 6 0.3158 0.3158 0.3099 0.3098 7 0.1822 0.1822 0.1794 0.1794
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）。
王徽、肖从真等-考虑框架柱轴向变形的变刚度框剪结构简化分析模型.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 考虑框架柱轴向变形的变刚度 框剪 结构简化分析模型 王徽 ，肖从 真，李建辉 （1.中国建筑科学研究院，北京100013） 摘要：高层建筑框架剪力墙结构在水平荷载作用下产生的倾覆力矩由剪力墙和框架共同承担，由框架分担的倾覆力矩会引 起框架柱的轴向变形，本文利用连续介质理论，将考虑框架柱轴向变形的等刚度框剪结构位移控制微分方程应用到变刚度 框剪结构，提出了考虑框架柱轴向变形的变刚度框剪结构简化分析模型.
与通用有限元模型计算结果相比，该方法计算精 度比未考虑框架柱轴向变形的框剪结构简化分析模型明显提高，可用于高层建筑框架剪力墙结构的初步设计，也可用于定 量和定性分析框架剪力墙结构的受力特性.
关键词：框架剪力墙结构，层模型，连续介质理论，连续-离散化 1引言 在有限元软件诞生之前，以连续介质理论为基础推导出的位移及内力计算公式一直是高层建筑框架 剪力墙结构的基本设计方法之一.
随着有限元法和计算机软硬件的发展，解析法的应用范围逐渐减小， 但是因为解析法具有有限元法无法替代的优势，例如计算量小、适合手算、可开展参数研究、适合从本 质上解释结构的受力机理等，解析法依然具有重要的研究价值.
经典的连续介质理论建立在等刚度假定基础上，即墙肢、连梁、框架梁、框架柱的几何特性、物理 特性及层高沿高度不变.
当层高有变化、立面有收进或竖向构件不连续时，有学者提出采用先离散后连 续的方法解决变刚度问题.
“离散-连续化”方法类似有限单元法，关键步骤是在刚度不变区段利用经 典的连续介质理论推导单元刚度矩阵，当按楼层划分区段时称之为层单元.
已有的层单元未考虑框架 柱的轴向变形，如图1所示，层单元上下结点各有两个自由度：平动y、转角9，因此这种层单元只适用 于“弯曲型-剪切型”双重抗侧力体系，当框架弯曲型侧移增大时，误差随之增大.
本文基于连续介质理 论推导一种考虑框架柱轴向变形的层单元，并将其应用于变刚度框剪结构在水平荷载作用下的静力分析.
. M 层单元 剪力墙 框架 层单元 M EI GA 4 层单元 图1框剪结构的层模型 （）十，日 作者箭介：王徽（1984-），男，博士研究生
微分方程（1）的解取决于侧向荷载的具体分布形式.
以倒三角分布荷载（w=qx/H）为例，解为： E2人 (3) chA 其中 =αH (4) = H (5) 式中H为总高度.
重抗侧力体系.
当考虑框架柱的轴向变形时，框剪结构成为“弯曲型-剪弯型”双重抗侧力体系：剪力墙 侧移曲线仍为弯曲型，框架侧移曲线兼有剪切型和弯曲型成分.
（1），重新推导了框剪结构的位移控制微分方程： (ka) d²y dx" dx² EI (6) 其中 &² = EIEAc² EAC (7) 式中EAc²代表全部框架柱绕其公共轴心的面积二次矩，M为水平荷载作用下的倾覆力矩.
微分方程（6）的解同样取决于侧向荷载的分布形式，以例三角分布荷载（w=qxH）为例，解为： gHk²-11 EIk²125120 qH11shk_shkx chkAg El (kx)²k² 2k（k）（ka）² (8) chk gH EI (kx)²k² 记剪力墙和框架的相对抗弯刚度为：
可以看出，考虑框架柱轴 向变形后，框剪结构的顶点位移有所增加，越大增幅越大.
典型的框剪结构入在3左右，#在0.05左 右，从图2可以看出，忽略框架柱轴向变形时所低估的顶点位移约为15%.
→-1 -o- 4.0 x1.4 3.0 →-5 9(o 2.0 1.0 D 0.0 0 0.05 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 图2考虑/不考虑框架柱轴向变形顶点位移比值 3层单元的推导 按楼层划分区段，将每个区段等效成一个层单元，利用位移控制微分方程可以推导层单元的刚度矩 阵.
将单元刚度矩阵组装成总刚度矩阵，求解线性方程后可以得到框剪结构的位移.
若考虑框架柱的轴 向变形，框架转角、剪力墙转角和楼层侧移可看作三个独立的变量.
如图3所示，层单元上下结点各有 两个转角自由度和一个平动自由度：0为剪力墙的转角，0为框架的转角，y为楼层侧移.
相应的，结 点荷载向量包含两个弯矩项和一个剪力项：M为剪力墙承担的倾覆力矩，M为框架承担的倾覆力矩，V 为楼层总剪力.
=V MaM K4 V. "WW! (a)结点位移分量 (b)结点荷载分量 图3“弯曲型-剪弯型”层单元 广义结点位移]和广义结点荷载[F]的关系可以表示为： [x]{}={F} （10) 式中[KT是将要推导的单元刚度矩阵.
推导单元刚度矩阵[K”主要用到两个静力平衡方程、一个位移相容方程、六个边界条件和一个荷载 分布形式的假定.
（1）剪力墙的静力平衡方程： M、=-EI p dx* (11)
（2）框架的静力平衡方程： '='w d'y dx" (14) dM V.： EI dx² (15) xp dV dM q= (16) xp dx² dyn dx* V=GA- (17) xp 'AP d²y 9= GA (18) xp dx² 式中y是框架弯曲侧移，ya是框架剪切侧移，M、V为框架承担的倾覆力矩和剪力，EL是框架弯曲刚 度，GA为框架剪切刚度.
（3）位移相容方程： y = ys = ys y (19) （4）边界条件： 0= y= (20) p =h0 (21) dy=h0 (22) 当f=1时 y=y (23) dy d =h0 (24) dy =h0 (25) （5）假定侧向荷载只作用于结点，则剪力墙和框架承担的剪力之和在单元内任意位置都等于结点位 置的总剪力： VV ==V =V (26) 首先联立式（13）和式（18），得到用V表达的控制微分方程： dV -A²V= h²GA dg² EI (27) 式中V为结点i位置的总剪力.
微分方程的解为：
对式（12）求一阶导数并作变量替换后得到用y表达的控制方程： dy_2h² (C ch Csh) (31) dg* EI 上式的解为： y=C C C 2²C5² A² EI (C ch Csh) (32) 代入边界条件（式20、21、23、24）可解出待定系数CC6 对式（14）求一阶导数并作变量替换后得到用y表示的控制方程： d’y h CshCch- VD1 dg' EI (33) EI. 对上式两边积分两次后得到 dy =C C、 CshCch 2EI 1 EI (34) dg 代入边界条件（式22、25）可以解出待定系数C、Cg 经过以上推导出，C~Cg的表达式中含六个结点位移分量y、0、0n、)、0、6和一个结点荷载分 量V.V和其它5个结点荷载分量的表达式如下： V= EI.d'y Rdg (35) M. (36) M ET (37) V = El.d'y Rdg V (38) /-1
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）。
王广勇-央视电视文化中心建筑结构火灾后力学性能评估.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 央视 电视文化中心建筑结构火灾 后力学性能 评估 王广勇 （中国建筑科学研究院建筑防火研究所北京100013） 摘要：针对2009年2月9日央视电视文化中心特大火灾，本文提出了高层建筑火灾后力学性能评估的系统理论和方法.
首先通 过火灾现场调查和火灾数值模拟，确定建筑火灾温度场.
然后，提出了考虑火灾和荷载耦合的建筑结构火灾反应分析方法.
同时，还提出了整体建筑结构的火灾反应分析方法.
本文还进行了大量结构及构件的火灾后力学性能试验，对评估方法进行 验证，从面保证了评估方法的正确性和合理性.
本文提出的评估方法为央视电视文化中心火灾后的力学性能评估提供了有效 方法.
关键词：火灾后：力学性能：高层建筑：火灾现场调查：评估方法 1引言 近年来，高层建筑火灾频发，对建筑结构造成了较大的损伤.
例如2009年央视电视文化中心大火、2010 年上海胶州路教师公寓特大火灾等火灾均对建筑结构造成了较大的结构损伤.
建筑结构的火灾安全包含两 个主要问题，第一是建筑结构的抗火设计问题，第二个是建筑结构的火灾后力学性能评估与修复加固问题.
火灾作用是一种偶然作用，建筑结构应该具有抵御火灾的能力，建筑结构的抗火设计十分必要.
目前，相 对应常温下结构设计规范，我国的抗火设计规范编制工作相对落后，目前仅有国家标准《建筑钢结构防火 技术规范》报批稿，对于钢筋混凝土结构和型钢混凝土这两类常用结构的抗火设计则没有依据.
欧洲规范 制定了较为完善的结构抗火设计条文，包括钢结构设计、混凝土结构设计、钢-混凝土组合结构设计，上述 相关条文均作为相应的结构设计规范的一章，和其他结构设计条文处于同等重要的位置.
同样，火灾后， 建筑结构需要评估其灾后的力学性能，以便确定火灾后的建筑结构承载能力和刚度是否满足安全要求，因 此，建筑结构火灾后的力学性能评估方法亦十分重要.
目前，在建筑结构的抗火设计和火灾后的性能评估方法研究中取得了部分研究成果.
例如，王广勇等 等提出了钢筋混凝土火灾后力学性能计算的一些实用方法.
吴波进行了钢筋混凝土结构构件火灾力学 性能试验和理论研究.
在建筑结构整体耐火性能和火灾后性能评估方面，研究者对美国的世界贸易中心双 塔钢结构进行了飞机撞击引发的火灾作用下的倒塌进行了数值模拟.
目前，对超高层建筑结构整体火灾后 的力学性能研究成果较少.
2009年2月9日，中央电视台新台址电视文化中心（TVCC）发生特大火灾，大火持续6个小时，造成大 面积结构损伤，发生火灾时及火灾发生后建筑的情形如图1所示.
受央视委托，中国建筑科学研究院建筑 防火研究所承担了该建筑结构的火灾后力学性能评估工作，其中裙房部分的剧院屋盖的网架由建筑防火研 究所和中国建筑科学研究院结构工程研究所共同完成.
评估报告为修复设计单位提供修复设计依据.
基金承口.
国家自然科学基金项目（5127847），十二五国家科技支撑计划项目（2012BAJ07B01)：中国建筑科学研究院白等基金课题（32014011130730062) 作者简分：王广勇（19T2一1，男，站构工程博士，高缓工程师，主婴从事继构抗火设计方法及抗原性能研究.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (a)火灾中的建筑 (b)火灾后的建筑 图1TVCC火灾 2总体评估方法 TVCC共有40个结构层，总建筑高度159m，其结构形式为带钢支撑的型钢混凝土柱-钢筋混凝土梁框架 -剪力墙结构，结构受力复杂.
火灾发生时，首先发生了建筑外立面的整体火灾蔓延，然后火灾由建筑外部 向内部发展，火灾在建筑内部多个楼层均发生了大面积蔓延，建筑受火情况极为复杂，火灾后结构性能评 估难度较大.
为评估火灾对TVCC建筑结构的影响程度，在对火灾现场进行调查和分析基础之上，提出了央视TVCC 建筑结构火灾后力学性能评估的评估思路，详述如下.
火灾后对建筑结构的性能评估最重要的是确定火灾温度场，确定火灾温度场的基础是火灾现场的勘查 工作.
在对火灾现场烧损情况和结构损伤情况调查、对建筑设计资料及施工现场情况调查的基础上，结合 典型现场材料燃烧性能试验，利用建筑火灾的数值模拟重现当时的真实火灾，为结构及构件的力学性能评 估提供建筑温度场数据.
在确定建筑火灾的基础上，进行建筑结构及构件的传热分析，确定建筑结构及构 件的温度场.
确定构件稳温度场之后，进行荷载作用下建筑结构的火灾全过程分析，包括火灾下的荷载与 温度耦合分析，以及考虑火灾导致的结构残余内力和残余变形、刚度和承载能力损失的火灾后结构的力学 性能分析.
由于评估工作复杂、难度大，为了确保评估方法的正确性，项目评估时还进行了大量材料和构 件的火灾后力学性能试验，这些试验一方面可以用来验证评估方法的正确性，同时也可直接为计算模型提 供计算参数.
总体评估思路如图2所示.
建设计及施工 现场资料收票 大先现增调查 典型然痛试治 建筑火灾温度场 温度分析方块股证 构件温度场 企过程分析方法验 火灾与荷载合 全过程分析 后力学性能试验 构温度及火灾 火央后结构及构 件承力、厕度 和变形等 图2TVCC火灾后力学性能评估总体评估思路
确定火灾温度场 一般通过下面几种方法综合确定.
第一种方法根据室内燃烧的可燃物数量和房间的大小及开口情况，根据 各种火灾燃烧模型确定火灾温度场.
火灾燃烧模型包括经验模型、区域模型和场模型三类，其中场模型最 为复杂，计算耗费时间最多，计算结果最精确.
第二种方法是根据室内各种典型的火灾后物理和化学现象 确定火灾的过火最高温度.
第三种方法是根据混凝土结构或钢结构表面颜色和烧损现象确定混凝土结构和 钢结构表面的过火最高温度.
TVCC发生火灾时，建筑外立面保温层首先发生燃烧，然后火通过洞口蔓延至建筑内部，导致了火灾 在建筑内部的蔓延.
在建筑内部，由于当时正处于内部装修阶段，楼内堆放着各种可燃材料，火灾不仅在 房间内蔓延，也在楼梯间及走廊内蔓延，规模较大.
为了全面评价火灾对建筑内外的损伤情况，需要对当 时建筑整体的火灾蔓延情况进行再现和模拟.
本文采用专业火灾模拟软件FDS建立建筑整体火灾模拟的 CFD计算模型，该模型计算网格数量为1000万，计算时对重点关注的区域网格进行局部细化.
由于受到计 算机计算能力的限制，该计算模型能分别进行建筑外立面、建筑每层的火灾数值模拟.
利用该计算模型实 现了建筑每层内的火灾模拟和建筑外部火灾的数值模拟.
建筑整体火灾数值模拟的FDS计算模型如图3所 示.
起火时间r为900s时建筑整体外立面火灾的蔓延过程的数值模拟结果如图4所示.
第9层火灾蔓延时温度 场如图5所示，图中以本楼层火灾发生的时间作为零点的开始记录的时间（)作为火灾时间.
经过与火灾调 查的结果进行对比分析表明，数值模拟结果与调查结果基本吻合.
图3建筑整体FDS火灾计算模型 图4建筑外立面火灾蔓延数值模拟结果 r=300s t=600s 图5第9层火灾蔓延温度场数值模拟结果 4火灾与荷载耦合分析方法
随着温度（7）的 升高，由于热膨胀和材料的力学性能劣化，结构会变形逐渐增大.
随着可燃物逐渐燃烧殆尽，环境进入降 温段，这时随着受火时间（r）的增长，室内温度不断降低.
经历过火灾后的结构，钢材的强度可得到不同 程度的恢复，而混凝土的强度可能更加劣化，结构变形可以得到一定程度的恢复，受火后的结构还具有一 定承载能力.
可见，火灾和荷载耦合作用下需要考虑荷载、温度和时间的耦合路径，才能更准确地反映实 际结构在火灾后的工作特点.
例如，在全过程火灾升降温曲线作用下框架结构的荷载（N）、温度（T） 和时间（t）的路径如图6所示，图中7为初始环境温度，N为升降温过程中结构承受的荷载，4和h'为升 降温分界时间.
建筑发生火灾时（后）结构实际经历的是图中A'→B'→C'→D'一E'这样一种时间- 荷载-温度路径，其中D’一E’为火灾后结构承载至破坏的阶段.
由于火灾后材料当前温度为常温，但材 料性能主要与材料曾经经历的温度历史特别是最高温度有关，因此，火灾后构件的力学性能与它曾经的温 度历史有关，在具体的分析过程中通过在ABAQUS软件平台上进行二次开发，编制用户自定义常变量子程 序实现火灾下与火灾后温度场对材料性能的影响.
V E' N 升温电线 降温线 图6结构的荷载、温度和时间耦合作用路径 在TVCC建筑结构火灾后力学性能评估时依据上述评估思路，考虑火灾升降温及火灾后的火灾全过程 作用以及火灾与荷载的耦合作用进行评估的.
这种评估方法最大程度上考虑了结构与火灾的耦合作用，与 实际最为接近，从而保证了评估结果的正确性与可靠性.
5整体结构的火灾全过程反应分析 建筑结构是由构件连接而成，各构件之间存在较强的相互作用，建筑究结构火灾下及火灾后的性能需 要考虑结构的整体作用，建立整体结构的计算模型.
本文中建立了考虑结构整体作用的TVCC受火部分子 结构空间三维计算模型，为精确地分析建筑结构的火灾提供了方法.
火灾对结构将产生两种效应：第一种为火灾导致结构及构件的承载能力降低：第二种为火灾将使建筑 结构产生残余内力和残余变形.
火灾作用下，构件材料性能发生劣化，导致构件的承载能力降低.
另外， 由于建筑结构为多次超静定结构，如果火灾过程中建筑结构构件发生塑性变形，火灾后结构的塑性变形不 能恢复，结构内部将出现残余内力和残余变形.
对于发生火灾的建筑结构，这种残余内力和残余变形与恒 载效应类似，一旦发生火灾之后就永远存在，其荷载效应的荷载分项系数应该与恒载相同.
对于火灾后建 筑结构的力学性能评估就是围绕结构及构件火灾后的承载能力和结构的残余内力和残余变形两个问题展 开的.
通过对整体建筑结构的火灾全过程反应分析，一方面可以获得火灾升降温过程中在结构内部产生的残 余内力和残余变形，称为火灾效应.
火灾效应和其他荷载效应进行组合后形成结构或构件的效应设计值， 在此基础上可完成构件的火灾后承载能力及结构的变形验算.
另一方面，通过对整体建筑结构火灾下及火
火灾后结构的残余内力和残余变形需要进行整体结构在火灾和荷载耦合作用下的分析，这就需要建立 整体结构的计算模型，进行整体结构火灾作用下的非线性分析.
整体结构的非线性分析的建模和分析都需 要非常大的工作量.
实际上，该超高层建筑只有十几个楼层发生火灾，其余多数楼层均没有发生火灾，没 有发生火灾的楼层可以看作是发生火灾楼层的边界约束，只分析发生火灾的楼层建筑结构.
这样，就可以 把模型的规模降低，计算难度相应降低.
本项目评估中，分别建立受火部分的结构的整体计算模型，对受 火部分的结构进行了考虑结构整体作用的分析.
整体结构的火灾全过程反应分析过程可分为火灾升温阶段、火灾降温阶段和火灾后常温加载三个连续 的分析阶段.
前两个阶段分析火灾升降温作用下结构的反应，可计算出火灾升降温作用后结构产生的火灾 效应.
在构件验算阶段，火灾效应需要和其他效应进行组合，进行构件的承载能力验算.
第三个阶段为分 析经历火灾的结构在火灾后的常温下加载至破坏的阶段，可验算火灾后整体结构的承载能力和变形.
在 TVCC的评估过程中，针对受火部分建立了计算模型，分析了受火部分的火灾反应.
下面列举了一些计算 模型及部分计算结果.
TVCC上部悬挂钢结构的计算模型如图7所示，受火时间r为60min时悬挂钢结构的竖 向位移云图如图8所示.
上部钢桁架结构的整体计算模型如图9所示，火灾后竖向荷载标准组合作用下上部 钢桁架结构竖向位移云图如图10所示，图中U3表示竖向位移.
TVCC裙房的展览大厅计算模型如图11所示.
269 5 图7悬挂钢结构计算模型 图8悬挂钢结构受火60min的竖向位移（m） 图9上部钢析架结构计算模型 图10火灾后钢桁架结构竖向位移云图（m) 图11TVCC裙房-展览大厅 6火灾后构件承载能力验算
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）。
赵西安-超高摩天大楼的玻璃幕墙.pdf
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 超高 摩天大楼 的玻璃幕墙 赵西安 （中国建筑科学研究院 北京 100013) 提 要 高度500m以上的超高摩天大楼都采用玻璃募墙，这是由玻璃的特殊性质所决定的.
玻璃的透明、轻质、高 强、耐久四大特性，使玻璃成为不可代替的墙体材料.
超高建筑常采用超白玻璃和SGP夹层玻璃以提高其 安全性.
文中介绍了幕墙已建成和在建的几座500m以上的建筑的玻璃幕境.
关键词 玻璃幕墙单元式幕墙超白玻璃 SGP夹层玻璃 1.中国是超高层建筑最多的国家 近二十年来，随着中国经济实力的高速增长，城市化进程加快，基建投资也急剧增多，超大规模、 超高度的建筑如雨后春笋在各城市拔地而起.
中国迅速超过美国，成为世界上超高层建筑最多的国家.
2011年1月，美国《新闻周刊》发表了如下的统计数字： 世界总人口：68.96亿： 已建成200m以上的建筑：634座 其中一些国家和地区的人口和超高层建筑的分布见表一.
表1 一些国家和地区的人口和超高层建筑的分布 （2011年1月） 中 国 印度 中 东 美国 欧洲 人口（亿） 13.4 12.2 0.07 3.1 7.4 % 19.5 17.8 0.1 4.5 10.7 200m以上建筑（座） 212 2 49 162 24 % 33.4 7.7 25.6 笔者根据手头资料的不完全统计，截至2014年8月，包括已经立项、设计中、施工中和已经建成的 超高层建筑，数量分布见表2.
表2 超高层建筑的分布（至2014年8月） 高度（m） 全世界 中国大陆 港台 600m以上 27 13 0 500m以上 52 34 1 400m以上 128 08 3 300m以上 416 268 12 赵西安，1940年出生，男，研究员
高层建 筑的迅速发展，直接带动了我国建筑幕墙行业的迅速发展.
2.中国是建筑幕墙生产和使用大国 建筑幕墙的应用始于19世纪末，当时只用于建筑的局部，且规模较小.
1851年英国伦敦工业博览会 建造的“水晶宫”是最早出现的初级建筑幕墙：到20世纪50年代，随着建筑技术的发展，玻璃幕墙开始 大规模应用于建筑外围护结构，宣告建筑幕墙时代的到来：到20世纪80年代，随着建筑幕墙技术的发展 和玻璃生产工艺、加工工艺的进步，玻璃幕墙得到更广泛的应用.
1981年，我国内地第一片玻璃幕墙出现在广交会的正立面：1984年，北京长城饭店成为第一座采用 玻璃幕墙的高层建筑.
30多年以来，伴随着我国国民经济的持续快速发展和城市化进程的加快，我国建 筑幕墙行业实现了从无到有、从外资一统天下到国内企业主导、从模仿引进到自主创新的跨越式发展，到 21世纪初我国已经成为建筑幕墙世界第一生产大国和使用大国.
2012年，我国建筑幕墙生产量已达10000万㎡²，占全世界建筑幕墙总产量的85%.
我国现存建筑幕墙总量超过10亿m²，其中玻璃幕墙的数量超过5亿㎡².
这5亿㎡²的玻璃幕墙中，有相 当大的一部分用于超高层建筑.
3.玻璃是超高层建筑不可代替的墙体材料 玻璃同时具备四大特点 玻璃门窗用于建筑的历史非常久远，甚至于难以考据.
玻璃幕墙的应用，则开始于1951年建成的纽 约利华大厦，此后迅速成为高层建筑，特别是超高层建筑首选的墙体材料.
玻璃作为建筑材料，同时具备四大特点：透明、高强、轻质、耐久.
而其他墙体材料，都不能同时 具备这些特点（表3）.
表3 墙体材料的性能 材 透明 高强 轻质 耐久 玻 璃 0 0 0 0 钢板和不锈钢板 X 0 0 o" 铝板和钛锌板 x x 0 0 混凝土 x x X 0 砖、砌块、石板 X x X 0 聚碳酸酯板 0 x 0 x ETFE膜材 透光不透明 x 0 X 0"一碳素钢要采取防腐措施 玻璃的透明性
普通浮法玻璃的可见光透过率为80%.
超白玻璃是降低了玻璃中的铁元素，更加 晶莹透亮，可见光透过率提升到85%以上.
聚碳酸酯板（PVC板）的透光率可达75%~80%.
薄膜材料（如ETFE）只能透过漫射光，透光不透明.
玻璃是高强轻质材料 玻璃是脆性材料，但具有很高的抗拉强度.
在常用墙体材料中，其抗拉强度仅次于钢材，远高于其 他材料（表4）.
表4 墙体材料的抗拉强度和容重 材 料 抗拉强度（N/mm²） 容重（KN/m²） 浮法玻璃 50 25.6 钢化玻璃 180 25.6 钢材 235 78.5 铝型材 108 27.1 王 2~3 25.0 玻璃板的抗弯强度很高，特别是钢化玻璃板.
因此玻璃幕墙的玻璃面板很薄，通常为6mm~10mm.
即使采用中空玻璃或夹胶中空玻璃，面板由2层或3层玻璃组成，单位面积的重量也不过是0.3KN/m².
0.7KN/m²，远小于混凝土墙体的3.5KN/m²~5.0KN/m².
玻璃幕墙的重量大概相当于砖墙、混凝土墙的1/8～1/5，玻璃幕墙的轻质，使得它成为高层建筑和超 高层建筑墙体材料的首选.
金属板（不锈钢板、铝板）虽然也符合轻质墙体的要求，但是金属板不透明，不具备通透、晶莹、 飘逸的质感，因而在超高层建筑中不受建筑师的青映，很少使用.
没有玻璃幕墙，就没有500m以上的超高摩天大楼 由于重量太大，强度较低，石材幕墙很少会在400m以上的建筑中采用.
同样，400m以上的超高层 建筑，由于建筑艺术功能要求的因素，建筑师也不会选择采用金属板材.
到了500m以上.几乎清一色玻璃 幕墙.
可以说，没有玻璃幕墙，就没有500m以上的超高摩天大楼.
采用玻璃幕墙，外墙的重量大约为建筑物总重量的1/100.
这为建筑物高度的向上延伸创造了必要 的条件.
例如，上海环球金融中心，高度495m，建筑物总重量约为80万t，玻璃幕墙的重量为5000t，只 占建筑物总重量的1/160，如果换成传统材料的外墙，墙的重量将增大至8倍，连带梁、柱、基础结构都 要增大，建筑物总重量将增加10万：以上.
不仅建筑造价增高，而且基础和桩的设计施工都带来更多的困 难.
上海中心总重量76万t，玻璃幕墙重量为总重量的1/100.
目前已建成的世界最高建筑是迪拜哈利法塔，828m：国内已结构封顶最高建筑是上海中心，632m； 国内正在施工最高的建筑是深圳平安金融中心，660m：正基础施工的最高建筑是苏州中南中心，729m.
这些最高建筑无一例外，全部采用玻璃幕墙.
4.超白玻璃的应用
因此必须采取有效措施降低超高层建筑采用钢化玻璃的自爆率.
减少自爆发生的途径可以有： （1）采用半钢化玻璃，半钢化玻璃比钢化玻璃表面应力较低，基本上不会发生自爆： （2）采用钢化超白玻璃，超白玻璃所含杂质少，自爆很少发生.
减低自爆概率，又符合目前相关规定的最有效的途径还是采用钢化超白玻璃 超白玻璃，即低铁玻璃.
为了超白，减低绿颜色，就得采用降铁工艺.
降铁的同时，镍也降了下去.
这样一来，硫化镍的杂质也大大减少，钢化以后，自爆率大大降低.
超白玻璃钢化后的自爆率可降低到万 分之一，甚至更低.
自爆后更换玻璃代价太高昂.
虽然超白玻璃要比普通玻璃价格高一些（大概30%~50%），但是折合 到幕墙上，每平米也就贵百十来块钱.
不爆玻璃比什么都好.
玻璃一旦破裂，虽然玻璃只值几百几千元，但在几百米高空换玻璃，可能要花几十万元.
特别是现 在兴建大量海外工程，万里之遥去换一块玻璃，实在是难以办到的.
4.2钢化超白玻璃在高层建筑中的应用 世界最高建筑一迪拜哈里法塔，高度为828m，采用夹层中空超白玻璃，10万m2玻璃幕墙的超白 玻璃由中国供应（图1） 现在国外许多高层建筑的超白玻璃都是中国供应的（图2）.
图1道拜哈里法塔 图2新加坡金沙大酒店 5.离子性中间膜夹层玻璃 5.1 常规的PVB夹层玻璃 目前，玻璃幕墙夹层玻璃广泛采用的中间膜是聚乙烯醇缩丁醛，简称PVB.
PVB使用已经有多 年历史，也为幕墙行业普遍熟悉.
但是，这种夹胶膜最初是为汽车玻璃而开发的，不是针对建筑幕墙开发 的，所以它富于弹性，比较柔软，剪切模量小，两块玻璃间受力后会有显著的相对滑移，承载力较小，弯
PVB夹层玻璃可以用于一般玻璃幕墙，不适宜用于有高性能要求的玻璃幕墙.
同时，PVB 夹层玻璃的外露边容易受潮开胶，PVB胶膜夹层玻璃使用时间长以后容易发黄变色，这些都是应该加以注 意的.
上海中心，632m 广州东塔，543m 广州利通，303m 天津高银117，592m 图 3 我国内地部分采用超白玻璃的高层建筑 5.2离子性中间膜的特性 现在，能满足建筑幕墙夹层玻璃上述性能要求的夹胶膜一离子性中间膜已经开发出来，并批量 生产，商品名称为SGP.
这种夹胶膜具有许多优良的性能.
SGP的剪切模量是PVB的50倍以上，撕裂强度比PVB高5倍.
SGP夹胶后，玻璃受力时 两片玻璃之间的胶层基本上不会产生滑动，两片玻璃如同一片等厚度的单片玻璃整体工作.
这样一来，承 载力就是等厚度的PVB夹层玻璃承载力的2倍：同时，在相等荷载、相等厚度的情况下，SGP夹层玻璃 的弯曲挠度只有PVB夹层玻璃的1/4.
由于承载力提高，浇度减小，玻璃厚度会相应减小.
有可能减少玻璃的用量约40%，相应也减轻了 幕墙的自重.
SGP间膜夹层玻璃整体性好，SGP夹胶膜的撕裂强度是PVB夹胶膜的5倍，即使玻璃万一破碎， SGP膜还可以粘结碎玻璃形成破坏后的一个临时结构，其弯曲变形小，还可以承受一定量的荷载而不会 整片下坠.
这就大大提高了玻璃的安全性（图4）.
图4SGP夹层玻璃即使破碎，也还有足够的剩余承载力
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）。
赵西安-超高层建筑的结构体系.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构会议论文 2014年 超高层 建筑的结构体系 赵西安 （中国建筑科学研究院北京 100013 提要中国已经是已建和在建超高层建筑最多的国家，超高层建筑常采用混凝土结构或混凝土一钢材混合结构.
混凝土 的强度等级一般在C70以上，最高的已用C100.钢管混凝土、型钢混凝土和钢板剪力境等组合构件大量运用.
混凝土结构多采用核心筒加剪力墙的体系：面混合结构则采用核心筒加外围大截面柱、巨柱再加伸臂析架加强 层的结构体系，必要时还加上周边钢支撑.
关键词超高层建筑 高强混凝土混凝土-钢混合结构 1.中国是超高层建筑最多的国家 近二十年来，随着中国经济实力的高速增长，城市化进程加快，基建投资也急剧增多，超大规模、超 高度的建筑如南后春笋在各城市拔地而起.
中国迅速超过关国，成为世界上超高层建筑最多的国家.
2011年1月，美国《新闻周刊》发表了如下的统计数字： 世界总人口：68.96亿： 已建成200m以上的建筑：634座 其中一些国家和地区的人口和超高层建筑的分布见表一.
表1 一些国家和地区的人口和超高层建筑的分布 （2011年1月） 中国 印度 中东 美国 欧洲 人口（亿） 13.4 12.2 0.07 3.1 7.4 % 19.5 17.8 0.1 4.5 10.7 200m以上建筑（座） 212 2 49 162 24 % 33.4 0 7.7 25.6 3.8 笔者根据手头资料的不完全统计，截至2014年8月，包括已经立项、设计中、施工中和已经建成的超高 层建筑，数量分布见表2.
其中，至少完成基础施工和已经建成的超高层建筑，数量分布见表3.
表2 立项、设计、施工中和建成的超高层建筑的分布（至2014年8月） 高度（m） 全世界 中国大陆 港台 600m以上 27 13 0 500m以上 52 34 1 400m以上 128 80 3 300m以上 416 268 12 赵西安，男，1940.7出生，研究员
2.高度500m以上的摩天大楼不采用纯钢结构 2.1水平位移成为超高摩天大楼选用材料的制约因素 “全钢结构优于混凝土结构，适合于超高层建筑”，这是上一个世纪六七十年代的普遍共识.
这个 时期大量建造了300m以上的钢结构高层建筑，如1971年建成的纽约世界贸易中心双塔（412m）、1974 年建成的芝加哥西尔斯大厦（442m）.到了八九十年代，人们发现纯钢结构已经不能满足建筑高度进一步 升高的要求，其原因在于钢结构的侧向刚度提高难以跟上高度的迅速增长.
从此以后，钢筋混凝土核心筒 加外围钢结构或外围混合结构就成为超高层建筑的基本形式.
我国如上海金茂大厦（1997，420m）、台北 101（1998，448m）、香港国际金融（2010、420m）、广州西塔（2010，460m）、广州塔（2009，460m）、 上海环球金融（2009、492m）、上海中心（2014、632m），深圳平安保险（在建，660m）等，均无一例 外.
哈利法塔作了前所未有重大突破，采用了下部混凝土结构、上部钢结构的全新结构体系.
-30m~601m 为钢筋混凝土剪力墙体系：601m~828m为钢结构，其中601m~760m采用带斜撑的钢框架.
我们可以比较 一下：前纽约世贸中心纯钢结构，412m处的最大侧移1000mm：而哈利法塔混凝土结构，601m处的最大 侧移450mm.
即使从哈利法塔本身来看，到混凝土结构的顶点601m处，最大位移仅450mm：到了钢框架顶点760m 处，位移就迅速增大至1250mm：到钢榄杆顶点828m处，位移就达到1450mm了.所以哈利法塔把酒店 和公寓都布置在601m以下的混凝土结构部分：而将601m以上的钢结构部分作为办公楼使用.
因此，目前世界最高建筑，正在施工的吉达沙特王国大厦，高度1007m，965m以下采用混凝土结构.
目前在建和已经建成的500m以上的建筑，没有一座是采用纯钢结构的（表1）.
表1 部分超500m高度高层建筑的结构形式 建筑物名称 地点 高度m 层数 结构 外围结构的类型 沙特王国大厦 吉达 1007 208 965m以下钢筋混凝土 剪力墙 哈利法塔 迪拜 828 186 610m以下钢筋混凝土 剪力墙 中南中心 苏州 729 147 混合 巨型柱加框架柱 平安金融中心 深圳 660 129 混合 巨型柱、框架柱、斜撑 上海中心 上海 632 127 混合 巨型柱、框架柱 绿地中心 武汉 606 119 混合 巨型柱、框架柱、斜撑
一部分采用混凝土结构，另一部分则 采用钢结构，充分发挥两种材料各自的力学性能.
混凝土结构包括钢筋混凝土和型钢混凝土的梁、柱、剪 力墙，钢管混凝土柱和钢板混凝土剪力墙.
钢结构多用于外围周边的梁、柱和斜撑.
2.2.1核心筒 高度500m以上的超高层建筑，在其平面的中间部位都会布置一个刚度很大的核心筒.
核心筒是 抵抗水平力的主要构件，承受水平力产生的巨大剪力和倾覆力矩，通常采用混凝土结构.
迪拜哈利法塔，钢筋混凝土核心筒高达601m，底部厚度为800mm，C80，配筋非常密集（图1）.
核心筒除了可以采用常规的钢筋混凝土剪力墙外，还可以采用型钢混凝土剪力墙，型钢柱一般布置在 剪力墙交叉和转角处，还可布置在门洞边：受力较大的连梁也可以采用型钢配置（图2）.
钢板剪力墙近年在国内的工程中得到广泛的应用.
带有销钉的钢板布置在剪力墙的中间，在墙肢交叉 和转角部位可布置型钢柱加强（图3）.
钢板上的销钉可以加强钢板和混凝土墙体之间的拉结力，使两者 可以共同工作（图4）.
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 图1 迪拜哈利法塔，828m，钢筋混凝土剪力墙核心简的配筋和核心简外观 2 型钢混凝土核心筒的型钢柱配在转角和门洞边 图 3 钢板剪力墙，钢板均匀铺设在剪力墙的当中 图4 深圳平安金融中心剪力墙钢板上的销钉保证钢板与混凝土共同工作 超高层建筑目前大量采用钢板剪力墙作为核心筒（图5~图7）.
广州东塔则首次采用了双层钢板剪 力墙，每片钢板厚度为35mm，采用双层钢板后，剪力墙厚度大大减小，增加有效使用面积超过1000m²（图 8). 除了常规多采用方形或矩形核心筒外，也可根据建筑平面采用异形的核心筒（图7、图9）.
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 图5 上海中心，632m，组装好的钢板剪力境（左）和钢板剪力境核心筒（中、右） 图 6 深圳平安金融中心，660m，钢板剪力墙核心筒 图7武汉绿地中心，606m，三叉形钢板剪力墙 图8广州东塔，539m，双层钢板剪力墙 图9广州塔，600m，桶圆形核心筒
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）。
赵西安-一些超高摩天大楼的结构.pdf
第二十三届全国高层建筑结构 会议论文集 2014年 一些超高 摩天大楼 的结构 赵西安 （中国建筑科学研究院北京 100013 提要中国已经是已建和在建500m以上超高摩天大楼最多的国家.
500m以上的超高摩天大楼统常采 用混凝土结构或混凝土一钢材混合结构.
混凝土的强度等级一般在C70以上，最高的已用C100.
钢管混凝土、 型钢混凝土和钢板剪力墙等组合构件大量运用.
混凝土结构多采用核心筒加剪力墙的体系：面混合结构则采用核 心简加外围大截面柱、巨柱再加伸臂析架加强层的结构体系，必要时还加上周边钢支撑.
美键词超高摩天大楼高强混凝土混凝土一钢混合结构 1.中国是超高层建筑最多的国家 近二十年来，随着中国经济实力的高速增长，城市化进程加快，基建投资也急剧增多，超大规模、超 高度的建筑如南后春笋在各城市拔地而起.
中国迅速超过美国，成为世界上超高层建筑最多的国家.
笔者根据手头资料的不完全统计，截至2014年8月，包括已经立项、设计中、施工中和已经建成的 超高层建筑，数量分布见表1.
其中，至少进行基础底板施工和已经建成的超高层建筑，数量分布见表2.
表1 立项、设计、施工中和建成的超高层建筑的分布（至2014年8月） 高度（m） 全世界 中国大陆 港台 700m以上 8 2 0 600m以上 27 13 0 500m以上 52 34 1 表2 在建和建成的超高层建筑的分布（至2014年8月） 高度（m） 全世界 中国大陆 港台 700m 以上 4 1 0 600m以上 10 6 0 500m以上 24 15 1 2.吉达沙特王国塔 2.1工程概况 沙特阿拉伯王国吉达正在施工一座高度1007m、208层的王国塔（图1）.
建筑平面为三叉形，立面 为针形，630m高度上有一个700m的室外观光平台.
由卫星照片可以看出基础底板施工完成，并可估计平面最小宽度为96m，H/B约为10.4.
赵西安，男，1940.7出生，研究员
布桩平面 灌注桩立面 桩头和钢筋 图3 王国塔的桩基础 王国塔考虑抗震抗风设计，但是不设地下室，基础底板厚度5.0m，底板顶部标高与地面齐平（图4）.
图 4 桩群和基础底板，没有地下室
双核心墙和双纵墙共同 工作，大大提高了结构体系在各个方向的抗震和抗风能力（图7）.
迪拜哈利法塔 3.1工程概况 迪拜哈利法塔是目前世界上已建成的最高建筑，其高度为828m，其中混凝土结构高度为601m.
基础底面埋深-30m，尖深度达70m.全部混凝土用量330000m3：总用钢量104000t（高强钢筋65000t； 型钢39000t）.
6.0m厚的基础底板坐落在桩顶上，三层底部楼层一侧有土埋下，另一侧作为入口没有埋深，实际 上没有作为基础埋深主要部分的地下室深度（图2）.
本工程的风力很大，又按照相当于8度进行抗震设 计，这种构造与我们国内设计思想很不相同.
沙特王国塔也是采用类似的设计方法.
世界第一和第二高建 筑均不设地下室的做法值得我们考虑.
第二十三届全国高层建筑结构会议论文集 2014年 图8哈利法塔一世界最高建筑 图9哈利法塔平面 图10 基础底板上直接连接上部楼层，最下部三层高15m，只在右侧有局部填土 2.2结构体系和结构布置 哈利法塔作了前所未有重大突破，采用了下部混凝土结构、上部钢结构的全新结构体系.
601m以下 为钢筋混凝土剪力墙体系：601m~828m为钢结构，其中601m~760m采用带斜撑的钢框架.
采用三叉形平面可以取得较大的侧向刚度，降低风荷载，有利于超高层建筑抗风设计.
同时对称的平 面可以保持平面形状简单，施工方便.
头铺(1300) 走药力晴：00 平板边康 周造柱00mm） 核心c0m 酒店标准层平新图 业备层标准层平面图 图11 结构的平面布置
六边形的核心筒居中：每一翼的纵向走廊墙形成核心 筒的扶壁，共六道：横向分户墙作为纵墙的加劲肋：此外，每翼的端部还有四根独立的端柱.
这样一来， 抗侧力结构形成空间整体受力，具有良好的侧向刚度和抗扭刚度（图11~图13）.
Concrete perimeter columns lin Two-way Concrete or flat slab core walls Concrete columns nose PLAN Scale: 1:100 图12抗侧力结构布置 图13整座建筑如同一根竖向梁 中心筒的抗扭作用可以模拟为一个封闭的空心轴.
这个轴由三个翼上的6道纵墙扶壁而大大加强：而 走廊纵墙又被分户横墙加强.
整个建筑就像一根刚度极大的竖向梁，抵抗风和地震产生的剪力和弯矩（图 13）.
由于加强层的协调，端部柱子也参加抗侧力工作.
竖向形状按建筑设计逐步退台，剪力墙在退台楼层处切断，端部柱向内移.
分段步步切断可以使墙、 柱的荷载平顺逐渐变化，同时也避免了墙、柱截面突然变化给施工带来的困难.
退台要形成优美的塔身宽 度变化曲线，而且要与风力的变化相适应（图14、图15）.
图14全高有21个退台 图 15 核心简-剪力墙结构体系 建筑设计在竖向布置了七个设备层兼避难层，每个设备层占2~3个标准层.
利用其中的五个设备层做 成结构加强层（图16）.
加强层设置全高的外伸剪力墙作为刚性大梁，使得周端部柱的轴力形成大力矩 抵抗侧向力的倾覆力矩.
而且刚性大梁调整了各墙、柱的竖向变形，使得它们的轴向应力更均匀，降低了 各构件徐变变形差.
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）。
赵毅强、陈宇-用剪力释放方法解决连梁超限.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 用剪力 释放方法解决连梁 超限 赵毅强 陈宇 （北京市建筑设计研究院有限公司.
北京1000-45) 提要：本文采用剪力释放的方法解决钢筋混凝土剪力墙结构的连梁超限问题，不受连梁截面宽度和高度的影响，可以毫无 困难的进行动力分析，结果符合预期，提出了相应的设计对策，具有很强的操作性，是较为通用的解决方案.
还对 现有的连梁超限技术措施进行了汇总，并研究了各种因素对连梁的影响.
关键词：钢筋混凝土，剪力境，高层结构，剪力释放，连梁 1前言 所谓钢筋混凝土剪力墙连梁超限主要表现为其受剪截面超限.
至今为止，我国解决钢筋混凝土剪力墙 连梁的技术措施大致如表1所示 表1当前钢筋混凝土剪力墙连梁超限技术措施汇总 项次 类别 跨高比L/h 墙厚b 受剪截面 文献索引 1 钢筋混凝土普通 ≥2.5 <5 Vo≤ (0.20βfbh) YRE [1]11.7.9 连梁 2 钢筋混凝土普通 <2.5 V≤ 1 (0.15βfbha) [1]11.7.9 连梁 Yee 3 钢筋混凝土斜向 <2.5 ≥250mm V≤ (0.25βfbha) [1]11. 7. 10. 1 交叉配筋连梁 <400mm 4 钢筋混凝土集中 <2.5 ≥400mm Vo≤ 1 (0.25βfbho) [1]11. 7. 10. 2 对角斜筋连梁 YRE 5 钢筋混凝土对角 <2.5 ≥400mm V≤ (0.25βfbh) YRE [1]11. 7. 10. 2 暗撑连梁 6 型钢混凝土连梁 ≥300mm Vs ≤ (0.36fbh. ) [4]5. 1. 4 se [3]11. 4. 18. 3 钢板混凝土连梁 跨高比较小 v≤ YRE (0.20βfbh) [8]6. 5. 5 (<2. 5) 8 钢筋混凝土双连 每个连梁均同（1）或（2） [2]6. 4. 7 梁、 钢筋混凝土多连 梁 9 钢筋混凝土连梁 同（1）或（2） [5] 概念设计 由上表可以看出，项次3，4 5.6.7的技术措施可提高连梁截面的抗剪能力，但要求截面厚度较大，否则难 以施工. 施工经验显示，项次8的技术措施不仅要求连梁截面高度较大（一般至少大于700mm，否则开缝 作者简介：赵教强（1955-），男，硕土，教授级高级工程师：陈字（1984-），男，士，工程师 1 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 后的连梁截面偏小），面且由于需要两次或多次施工，双（多）连梁的浇捣质量不易保证. 电算模拟表明， 项次9定性上有一定道理，但定量计算达不到预期结果. 住宅建筑大都采用钢筋混凝土剪力墙结构，根据结构设计经验，正常布置下标准层混凝土墙体厚度一 般在200mm左右，由于层高在2.72.9米之间，内墙连梁也不太高，对于地震烈度较高地区连梁超限问题 经常出现. 由表1可见，项次38对此仍然无能为力. 其他钢筋混凝土结构体系，在连梁截面有一定限制 时，连梁超限问题也不易得到圆满解决. 因此，建造在较高烈度地区、量大面广、截面厚度较薄的钢筋混 凝土剪力墙住宅结构以及受到限制条件的其他钢筋混凝土结构体系的连梁超限问题实际上并没有得到彻 底解决. 本文提出一种设计方法，采用剪力释放对连梁截面剪力进行调整. 笔者认为，这个解决方案可适应于 任何截面的连梁，且具有较强的操作性. 综合本文方法及以上各种技术措施，相信可以全面彻底解决连梁 超限问题. 2与连梁相关的各因素分析 为叙述方便计，本文采用如下典型住宅工程对与连梁相关的各因素进行分析. 有关参数为：墙、梁、 板混凝土等级均为C30，墙厚均为200mm. 梁、板截面如图所示.楼板面层恒载为1.6kN/m2，活载为2kN/m2， 楼面梁上线恒载为5kN/m，洞口连梁上线恒载为2.5kN/m-层高2.9m-分别按6度（0.05g），7度（0.10g）.7 度（0.15g），8度（0.20g）：地上15层（43.5m），25层（72.5m），34层（98.6m）等进行计算. ③③6 3560 900 600 2.0015001900 3650 0610 U 1500 M1 0 K =12c (C) =150 3800 4000 3800 () ③ 30 注：本注明连梁和楼面梁截面均为200x400，未注明板厚均为100mm 图1典型工程结构平面 2.1连梁输入方式 《高层建筑混凝土结构设计规程JGJ3-2010》条文说明7.1.1将剪力墙结构定义为：以剪力墙及因剪 力墙开润形成的连梁组成的结构. 条文说明7.1.3指出：两端与剪力墙在平面内相连的梁为连梁，且跨高 比小于5的连梁按本章的有关规定设计，跨高比不小于5的连梁宜按框架梁设计. 条文说明7.1.6还指出， 2 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 当梁与墙在同一平面时，多数为刚接. 因此实用中，可将因剪力墙开洞形成的且两端与剪力墙在平面内刚 性连接的梁称为连梁，其跨高比不小于5时，可视为框架梁. 以上定义表达了两种并行的看法：其一认为连梁是墙体的一部分，可用壳单元模拟：其二则将连梁视 为梁，采用一维杆单元模拟. 不论采用何方式，连梁混凝土等级、抗震等级均与墙体相同. 一般电算程序 都包含上述两种单元，设计人员可以随意采用两种连梁输入方式：在墙上开洞或在墙洞间直接布置梁. 目 前，比较共识的输入做法是：连梁跨高比不小于5时按梁输入，连梁跨高比小于5时按墙上开洞布置. 对于按梁输入方式，设计人员应强制其具有连梁属性. 应当指出，连梁按梁还是按壳体输入，力学分析上差别较大. 按梁输入可以利用设计人员熟悉的很多 杆系力学概念（如转角位移关系，弯矩剪力关系等），连梁刚度折减指的是对梁的弯曲刚度（绕3-3轴）进 行折减：按壳体输入相当于按有限元集成，杆系力学概念不太适用，连梁刚度折减指的是对截面（F22）的 折减. 连梁按梁输入的结构基底剪力要比按墙上开洞输入时小一些. 2.2地震设防烈度 同样布置及高度的剪力墙结构，地震设防烈度越高，连梁越容易超限且数量增多. 2.3建筑物高度 同样布置同样地震设防烈度的剪力墙结构，高度越高，连梁越容易超限且数量增多. 2.4连梁混凝土等级 提高混凝土等级，可以较大幅度提高连梁自身的剪压比，由于墙肢截面一般不需要使用较高等级混凝 土，仅仅为了避免连梁超限提高混凝土等级不太合理. 2.5连梁配筋方式、钢板和型钢连梁 改变连梁配筋方式可以提高连梁的延性，使连梁发生剪切破坏时，其延性能力能够达到地震作用时剪 力墙对连梁的延性需求. 延性配筋方式有：交叉斜筋，集中对角斜筋，对角暗撑等，如表1项次35所示. 钢板混凝土连梁和型钢混凝土连梁则是利用钢板或型钢良好的承载能力和塑性变形能力，既提高连梁的抗 剪能力，又可以防止连梁发生脆性破坏，从而提高连梁的延性耗能能力. 但是，延性配筋方式以及在连梁 中设置钢板或型钢，都会增加施工工艺的复杂性. 顺便指出，型钢（钢骨）混凝土连梁的设计实际上在《型钢混凝土组合结构技术规程JGJ128-2001》 和《钢骨混凝土结构技术规程YB9082-2006》中均未明确提及. 实用中大都是按相应的型钢（钢骨）混凝 土框架梁的设计规定执行. 文献[3]和[8]引用这两本规程作为设计依据似不太妥当，建议以后补充型钢（钢 骨）混凝土连梁的设计规定，另外，文献[8]中的钢板混凝土连梁的剪压比在有地震作用时与表1项次1相 同，与跨高比无关，似乎不太：当跨高比不小于2.5时，既然连梁配置钢板与不配置钢板的剪压比限值相 同，配置钢板还有什么意义呢？ 2.6连梁刚度折减系数 《高层建筑混凝土结构设计规程JGJ3-2010》5.2.1，《建筑结构抗震设计规范GB50011-2010》 6.2.13.2均规定：高层建筑结构地震作用效应计算时，可对剪力增连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于 0.5.对此，相应条文说明指出，如果跨高比较大（比如大于5），重力作用效应比水平风或水平地震作用 效应更为明显，此时应慎重考虑（连）梁刚度的折减问题，必要时可不进行（连）梁刚度折减，以控制正 常使用阶段梁裂缝的发生和发展. 实用中，跨高比大于等于5的连梁按梁输入并定义为普通梁时，SATWE自动赋予它中梁刚度放大系数. 当跨高比小于5的连梁按梁输入时，应当将它定义为连梁，此时程序自动赋予其连梁刚度折减系数：ETABS 则需在截面属性中进行刚度修改. 现在SATVE，ETABS等程序均可对各个连梁的刚度折减系数在0~1.0间选 取. 2.7连梁刚度折减系数对结构层间位移和基底地震剪力的影响 《建筑结构抗震设计规范GB50011-2010》6.2.13的条文说明指出：计算地震内力时，抗震墙连梁刚度 3 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 可折减，计算位移时，连梁刚度可不折减. 但是，SATWE和ETABS的位移计算结果显然与连梁刚度折减系数相关：连梁折减系数越小，位移结果 越大. 一般地，按连梁刚度折减计算的基底地震剪力要比不对连梁刚度折减时小，连梁的设计地震内力也小 一些，所以结构安全度可能低一些，文献[6]建议：更好的做法是按连梁刚度不折减进行弹性计算，设计时 再对地震内力进行调整. 以上连梁相关参数的分析表明：连梁输入方式和连梁刚度折减系数对连梁的地震内力影响较大. 解决连梁超限问题，计算上除了采取连梁刚度折减方式外，也可采取连梁墙肢内力调整方式. 3连梁墙肢的内力调整 《建筑结构抗震设计规范GB50011-2010》6.2.13的条文说明指出：“抗震墙的连梁刚度折减后，如部 分连梁尚不能满足剪压比限值，.，还可按剪压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的 墙肢内力.” （剪压比限值）的要求时，可采取下列措施：. ，内力计算时已经按本规程5.2.1条的规定降低了刚度的 连梁，其弯矩不宜再调幅，或限制再调幅范围. 此时，应取弯矩调幅后相应的剪力设计值校核其是否满足 本规程第7.2.22条的规定：剪力增中其他连梁和墙肢的弯矩设计值宜视调幅连梁数量的多少面相应适当 增大” 所谓“按剪压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的墙肢内力”，用俗话说，就是 “连梁不足墙来补”：而“剪力墙中其他连梁和墙肢的弯矩设计值宜视调幅连梁数量的多少面相应适当增 大”，则意味着除了“连梁不足墙来补”，还可能需要“本梁不足它梁补”，总而言之，上述规定都指示可以 对连梁和墙肢进行内力调整. 如何进行连梁墙肢的内力调整，规范并未明确提供. 连梁内力调整主要对地震内力面言. 地震内力属 于动力，与静力有很大区别. 实际上，连梁地震弯矩、剪力采用CQC或SRSS组合后已不存在静力平衡，同 时剪力与弯矩之间的微分关系也不存在. 连梁墙肢内力调整首先应能够采用动力分析方法. 另一方面，连梁地震剪力满足剪压比要求相当于限制连梁的地震剪力不能超过相应于其剪压比的剪力 值. 换言之，连梁最大只能承受相应于其剪压比的地震剪力值，设考虑水平地震作用组合的连梁计算剪力 设计值为V，相应于其剪压比的剪力设计值为V Ve ≤Veo (1) (2) V=17b (3) 式中，k与连梁跨高比有关，当跨高比大于2.5时，k=0.2，当跨高比不大于2.5时，k=0.15. YRg为构件 承载力抗震调整系数，对于受弯状态为0.75，受剪状态为0.85. β为混凝土强度影响系数. f为连梁混凝 土轴心抗压强度设计值.b，hg分别为连梁宽度和截面有效高度. nvp为连梁剪力增大系数，一级可取1.3， 二级可取1.2，三级可取1.1.M，M分别为连梁左右端截面顺时针或递时针方向的弯矩设计值. L为连 梁净跨长度. VG为在重力荷载代表值作用下按简支梁计算的梁端截面剪力设计值. 因此，连梁内力调整可视为采用动力分析方法并满足式（1）. 为达此目的，可以采用ETABS的内力释 放（松弛）功能 4关于连梁地震剪力释放 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 梁的剪力释放实际上是杆件内力释放的一部分. 它指对梁的剪力进行部分或全部释放，并通过框架部 分固定弹簧刚度加以实现. 框架部分固定弹簧刚度是对应于剪力的点弹簧刚度，单位为kN/m. 本质上连梁 剪力释放相当于控制杆件端部沿剪力方向自由度的释放. 这个功能仅能用于杆件单元，不能用于壳单元. 剪力释放应在梁的端部进行. 由于梁的两端若同时进行剪力释放将会造成不稳定情形（不能正确地将 作用在该杆件上的荷载传递到结构的其余部分），再考虑到地震剪力全跨一样，所以实用中可在连梁中部 增设一节点形成两根梁，再将这两根梁在增设节点处进行同样的剪力释放，即，一个在梁的起端剪力释放， 一个在梁的终端剪力释放，两者的框架部分固定弹簧刚度值相同. 注意，这里的剪力释放与连梁刚度折减 完全是两回事. 剪力释放是对截面2轴设定有限的部分固定弹簧剪切刚度，连梁刚度折减是对截面33轴 设定有限的部分固定弹簧弯曲刚度. 如图2所示. 定-释效/留分属定 0 GA 开始 开始 口口 TR 3/ 力（轴) 2000 男力3（主钟) /s 36 口 3s/rat 2次物 -s/rst 晚6 35(注物) a-s/rst 定关应用 图2ETABS内力释放界面 对于连梁地震剪力释放究竞应该设置多大的部分固定弹簧刚度，事先并不知道. 一般的做法是由组合 内力试算确定. 实际上，部分固定弹簧刚度介于完全固定弹簧刚度与0之间. 完全固定弹簧刚度可看做无 穷大. 随着超限连梁剪力V的释放越来越接近Veo，部分固定弹簧刚度越来越小. 注意，同一截面连梁，剪 近相应于剪压比的剪力设计值. 连梁地震剪力释放就是将连梁的剪力2采用部分固定弹簧刚度进行释放，直接进行一般的动力分析 （振型分解法）求得各构件的地震内力. 计算表明，采用剪力释放功能后： 1.可以毫无困难的进行动力分析. 2.得到的连梁地震内力数值减小，与没有采用连梁剪力释放功能时图形形状相同，超限连梁可以转变为 满足剪压比要求. 3.其他某些原来不超限的连梁也可能需要进行剪力释放. 4.剪力释放后的连梁计算箍筋和计算纵筋有所减少，但由于需满足构造要求，实配箍筋一般相差不大：墙 肢计算配筋（主要是暗柱主筋）有的加大，有的减少. 5.考虑连梁剪力释放后，结构的基底剪力有所减少，周期有所增大，层间位移角有所增大. 考虑连梁剪力释放后的实用设计对策为： 1.将连梁按梁输入，并在其中点增设一节点，将原来的一根连梁分成两根. 将连梁绕局部坐标系33轴的 惯性矩指定修正系数（刚度折减系数）为0.8~0.9. 对剪力2设定部分固定弹簧刚度，不断试算至连梁 最大组合内力略小于相应于剪压比的剪力设计值. 2.进行剪力释放后并满足剪压比要求的连梁箍筋不应小于按剪压比剪力V计算的箍筋数量：上下纵筋不 应小于按连梁全跨均为剪压比剪力时梁端的弯矩设计值（下式近似按连梁跨中弯矩为零，且梁上无外 荷载导出） 5
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）。
赵宏康、戴雅萍等-苏州丰隆城市中心T3塔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 苏州丰隆 城市中心T3塔楼超限高层结构设计 赵宏康 ，戴雅萍 ，张杜，李昌平，倪秋斌，唐胜平 （苏州设计研究院股份有限公司，苏州215021） 提要：苏州丰隆城市中心T3塔楼是主体结构每层开有大羽口的B级高度体型特别不规则超限高层，本文对其结构设计 作了介绍.
该塔楼采用剪力墙结构，剪力墙尽量均匀布置，在楼面开洞连接薄弱部位采取了加大楼板厚度、加大楼板配筋以 及分拆单体包络设计等措施，并进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析.
分析结果表明，结构整体及各构件的抗震性 能均满足设计要求，连接薄弱部位的楼板能够有效参与结构整体工作，结构整体安全，满足规范要求的“大震不倒”抗震设 防目标.
关键词：大开洞，剪力墙，地震反应，楼板应力，动力弹塑性时程分析，超限 1.工程概况 苏州丰隆城市中心位于苏州工业园区金鸡湖畔，总建筑面积为411.638m²，由28-41层共4幢塔楼、 2-6层裙房及2-3层地下室组成.
工程分两期建设，本文介绍的T3塔楼属于一期，位于整个场地的东北 角.
建筑总图和效果图见图1和图2.
T3 T3 图1总图 图2建筑效果图 T3塔楼为41层，典型层高4.5m、3.5m，主体结构高度为147.9m，房屋最大高度为159.7m.
该塔楼 设二层地下室、不设裙楼.
塔楼功能为SOHO，地下室功能为停车库和设备用房，不含人防工程.
从图3所示标准层建筑平面可见，开发商和建筑师为了获得更大的 面宽、更高的得房率，标准层建筑平面确定为48.5m×48.5m方形，楼电 L 梯间形成的竖向交通盒位于建筑平面的正中，而将围着交通盒四周的部 分楼板都开有大洞口.
苏州市的基本风压为0.45kN/m²（50年一遇），本工程临近金鸡湖， 所在场地地面粗糙度类别为A类，风载体型系数取为1.40.
基本雪压为 0.40 kN/m².
建筑结构安全等级为二级，设计使用年限为50年.
建筑抗震设防类 别为标准设防类（建筑专业核算人数在2500人以内）.
苏州市抗震设防 图3标准层建筑平面 烈度为六度，设计基本地震加速度值0.05g，设计地震分组为第一组，按
2.结构设计及分析 2.1基础设计 从勘探揭露的土层可知，本场地自然地面以下130米以内的土层为第四系早更新世Q1及其后期的沉 积地层，属第四纪湖沼相、河口～滨海相沉积物，主要由表层填土、下伏粘性土、粉土和砂土等组成.
本工程塔楼及地下室均采用桩基础.
根据勘察报告，考虑荷载大小、平面分布及地基持力层的分布情 钻孔灌注桩，并采用后注浆工艺以提高单桩承载力，单桩抗压承载力特征值为6700kN：选用（8）号粉土与 粉质粘土互层为地下室桩基础桩端持力层，有效桩长26m，采用中600mm钻孔灌注桩，单桩抗压承载力 特征值为1400kN、单桩抗拔承载力特征值为800kN.
基础埋深为11.75m，采用独立桩承台（纯地下室范围）和桩筏基础（高层下）.
2.2结构体系和结构布置 从建筑平面特点和使用功能出发，T3塔楼采用钢筋混凝土剪力墙结构 （个别剪力墙在二层楼面需要转换，但框支剪力墙的面积小于剪力墙总面 积的10%）.
典型标准层楼面如图4所示.
结合建筑平面布局布置剪力墙， T3塔楼除个别剪力墙转换外，其余剪力墙均从下向上布置保持不变.
剪力 墙墙体厚度由底层的350mm向上渐变为200mm，墙身混凝土强度等级由底 层的C60向上渐变为C30.
按建筑设计，T3塔楼在标准层平面均围绕中央交通盒开有很大的洞口， 同时该区域集中了楼电梯间的开洞，使建筑中间部分较大范围有效楼板宽 图4标准层结构平面 度小于典型宽度的50%，需要验证结构整体性和中央交通盒结构的稳定性.
为获得优良的结构整体抗震性能，首先从设计理念上尽量弱化楼板在各抗侧力构件之间传递水平力的 作用，因此将结构抗侧力构件-剪力墙在平面上尽量均匀分布，沿结构外围围合成封闭环形，使外围结构 能够将大部分水平力传递下去：同时尽量弱化中央交通盒部分的剪力墙，以该部分剪力墙能够保证中央交 的整体性.
剪力墙抗震等级为二级，局 部框支框架抗震等级为一级.
楼盖为现浇钢筋混凝土梁以 及110~150mm厚的现浇混凝土楼 板组成.
因超高层塔楼和地下室连为 一体不能分缝，所以在高层塔楼 与地下室之间设沉降后浇带，待 塔楼封顶、塔楼和地下室各自完 成部分沉降后再浇筑，以释放部 分沉降差.
2.3弹性计算分析 整体计算模型 拆分模型-外圈 拆分模型-核心筒 图5T3塔楼计算模型
T3 塔楼整体模型及拆分模型如图5所示.
采用YJK和MIDASbuilding进行静力和小震、中震作用下的弹性分析，并互作校核.
T3塔楼整体模型主要指标如表1所示： 表1整体模型计算结果 序 程序 科目 MIDAS building 规范控制值 号 YJK T 3.01(X向平动） 2.90 (X向平动） 周期（S） T 2.90（Y向平动） 2.78 （Y向平动) T 2.01(扭转) 1.97 （扭转） 2 周期比T/T 0.670 0.680 0.85 剪重比（%） X向 1.759 1.75 3 Y向 1.794 1.83 1.8 有效质量 x向 98.28 96.79 4 系数（%） Y向 98.15 ≥90 96.94 刚重比 x向 5.27 5.99 ≥1.4满足整体稳定，≥2.7不 Y向 5.57 6.06 需考虑重力二阶效应 层 地震 X向 1/1599 1/1735 间 作用 Y向 1/1667 1/1860 6 位 X向 1/4158 1/4514 1/1000 移 风荷载 角 Y向 1/4216 1/4469 规定水平力下最大 X向 1.13 1.17 层间位移比 Y向 1.19 1.19 ≤1.4 楼层刚度比最小值 x向 1.00/42 层 1.00/42 层 及所在层数 Y向 ≥1 1.00/42 层 1.00/42 层 楼层抗剪承裁力比 X向 0.97/12层 0.97/7层 宜≥上一层受剪承载力80%， 最小值及所在层数 Y向 0.99/4层 0.98/7层 ≥65% 10 框支柱/墙轴压比最大值 0.58/0.49 0.56/0.49 0.60/0.60 风荷载作用下顺风 X向 向、横风向顶点最 0.035/0.013 0.031/0.013 II 0.15 大加速度 Y向 0.035/0.013 0.031/0.013 12 结构总质量（) 129029.824 131332.360 多遇地震下楼层地震反应力、最大楼层剪力、楼层位移、层间位移角，以及风载下楼层位移、层间位 移角示于图6：
多遇地震下结构的弹性时程分析选用一组二向人工波和二组二向天然波，共三组波取包络设计.
从图 7可见实际和人工加速度时程的平均地震响应系数曲线与 振型分解反应谱法所采用的地震响应系数曲线在统计意义 上相符，在主要周期点上的误差不大于土20%，满足规范 要求.
弹性时程分析的主要计算结果见图8.
从图中弹性时程分析结果可见，每条时程曲线计算所 得的结构底部剪力不小于振型分解反应谱法求得的底部剪 10 力的65%，不大于135%：三条时程曲线计算所得的结构底 部剪力平均值不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的 图7规范谱与地震波谱对比图 80%，不大于120%，满足规范对弹性时程分析的基本要求.
但中部个别楼层振型分解反应谱法不能包络三组地震波计算结果的最大值，设计时应放大相应楼层的地震 力以包络三组波的最大值.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 A 主万向最大楼残力类线 主方舟最大型务力油线 主方向最大楼可能自位 主方内量大楼显电自线 主方向最大银经位系电线 主东向最大楼显位界自线 主方向是大间公彩角自线 主方内是大店间化服准自线 图8弹性时程分析主要计算结果 通过两个不同力学模型的软件对比分析，所得的计算结果基本吻合，周期、位移和内力结果一致，内 力、变形合理，说明计算结果正确可靠，且均满足《建筑抗震设计规范》GB50011-2010和《高层建筑混 凝土结构技术规程》JGJ3-2010的要求.
3.结构超限判别及抗震性能设计 3.1结构超限检查 T3塔楼建筑高宽比为3.02，长宽比为1.0，均不超限.
T3塔楼总高为147.9m.
六度抗震设防时钢筋混凝土剪力墙结构的最大适用高度为A级140m、B级 170m，因此T3塔楼为B级高度高层建筑，高度超限.
从计算结果可见，T3塔楼考虑偶然偏心的规定水平力地震作用下扭转位移比大于1.2，属于扭转不规 则：平面凹凸规则：楼板开洞面积大于30%，楼板不连续.
存在2项不规则，不存在严重不规则.
总体来说，T3塔楼属于特别不规则的B级高度超限高层建筑.
3.2超限审查意见 超限审查专家意见有以下四条： A.塔楼的剪重比应按安评报告调整为1.8%： B.转角窗处适当增加构件：局部转换处构件的抗震措施宜适当提高： C.嵌固端的位置建议下落一层：应根据弹性时程分析的结果采用大值调整楼层剪力： D.应补充大震下弹塑性动力时程分析，提供水平构件的相关结果作为楼层疏散安全的保证.
3.3抗震性能设计及目标 针对本工程的特点和超限情况，本工程总体按性能目标C的要求设计.
结构抗震性能目标要求确定如表2所示：
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）。
赵仕兴、王巍等-格构式型钢混凝土柱的抗震性能试验研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 格构 式型钢 混凝土柱的抗震性能试验研究 赵仕兴 ‘，王巍 ’，杨霄，刘俊江！
（1.四川省建筑设计研究院，成都610017） 摘要：通过缩尺比为1/5的5个大跨高比格构式型钢混凝土柱和1个实腹式型钢混凝土柱在水平低周反复荷载作 用下的试验，获得了各试件发生正截面破坏的荷载-位移滞回曲线：分析了各试件的延性、极限位移角及耗能性能.
结果表明，带缓板的强格构式型钢对核心区混凝土有更强的的束作用，试件破坏都表现为型钢屈服、混凝土 压溃，表现出良好的延性.
得出了轴压比、强格构式型钢布置形式对试件抗震性能的影响.
关键词：强格构式型钢混凝土：低周反复荷载：抗震性能：轴压比 1引言 型钢混凝土结构因其具有良好的抗震性能而在抗震性能要求较高的结构中广泛应用.
早期日本的型钢 混凝土结构通常采用配钢率偏低的格构式形式，但随后的震害和试验研究表明，普通格构式型钢混凝土构 件的抗震性能仅与普通混凝土构件的抗震性能相当或略好，因此，日本修改后的规范要求停止使用抗震性 能提高不明显的格构式型钢混凝土构件，并建议使用桁架形式和实腹式的型钢混凝土结构2.
我国在20 年颁布了基于实腹式的型钢混凝土结构设计规程.
在节点设计上，实腹式型钢混凝土柱与钢筋混凝土梁的 钢筋连接通常有三种方法：钢筋绕过型钢、在柱型钢腹板上开孔穿筋以及采用钢筋连接器.
很多情况下， 第一种方法受建筑美观等原因不能实施，后两种方法对施工精度要求较高，特别是梁钢筋较多时，设计施 工都非常困难，很难保证工程质量.
但是采用格构式型钢混凝土柱可以有效地避免以上问题.
四川成都珠江国际城A4栋建筑的大尺寸截面柱（2200mmx1300mm）在设计中即采用了格构式型钢 混凝土柱，为了提高柱子的抗震性能，采用了含钢率较高（一般大于5%）的强格构式型钢混凝土柱.
为确 保该工程的结构安全，弄清楚较高含钢率的强格构式型钢混凝土柱的抗震性能，同时与同等条件下的实腹 式型钢混凝土柱的抗震性能进行对比，决定对本工程采用的强格构式型钢混凝土柱进行试验研究.
鉴于试 验条件所限，采用1/5的缩尺模型，进行低周反复加载试验.
通过6个型钢混凝土柱试件的低周反复加载 试验，对这类强格构式型钢混凝土柱的抗震性能进行了分析研究.
2试验概况 2.1试验设计 试验在重庆大学结构实验室进行，根据实验室所能提供的轴压比条件，按实际柱子尺寸设计了6个1/5 缩尺的试验试件.
试件的截面尺寸为440mmx260mm，采用悬臂柱自由端加载方案.
为研究柱子塑性铰区 的抗震性能，降低剪力的影响，柱子的剪跨比取4.1（柱高为1800mm）.
试件的几何尺寸及截面配筋见图 1和图2，各试件的设计参数及钢材的性能见表1和表2.为了避免试件在被坏前型钢与混凝土接触面发生 明显滑移，在型钢外表面按实际试件的比例焊接了栓钉.
试件KZ-1~KZ-4是在配钢率和配钢形式相同，纵筋率、轴压比和配箍率不同的情况下，考察试件受力 性能的区别而设计：KZ-5为将型钢设置在充分靠近截面边缘的强格构式试件，KZ-6为与KZ-5配钢率相 同的实腹式对比试件.
作者简介：赵仕兴，（1970-），男，工程硕士，教授级高级工程师，一级注册结构工程师，英国注册结构工程师
表1（试件设计参数） 试件编号 KZ-1 KZ-2 KZ-3 KZ-4 KZ-5 KZ-6 混凝土强度fe 35.7 37.0 36.6 35.6 43.6 36.4 试验轴压比 0.316 0.35 0.316 0.35 0.316 0.316 型钢形式 14a槽钢（Q235） 钢板焊（Q345） 型钢配钢率/% 6.47 4.62 4.66 所配纵筋 16210 16至8 1610 纵筋配筋率/% 1.1 0.70 1.1 复合箍 100 6@60 @100 配箍率/% 1.52 1.43 1.52 注：fais是试验当天3个150mmx150mmx150mm立方体试块抗压强度实测值的平均值 表2（试件钢筋及型钢性能） 材料 屈服应变 届服强度 极限强度 弹性模量 类别 x10² /MPa /MPa / (x10′MPa) 中6HPB235 0.13 291.67 455.00 2.34
直径为8毫米HPB235用于 KZ-1、KZ-2、KZ-5、KZ-6 被筋 直径为 8 毫米 HRB500 用于 KZ-3 和 3Z-4 的纵笛.
2.2加载装置和加载制度 试验加载装置如图3所示.
首先由竖向作动器分三次对柱施加到设定的轴力，再由水平拉压作动器施 加低周反复荷载.
试验初期采用位移控制，进行小循环试加载，检查仪器正常工作情况：然后参照美国 ACIT1.1-1试验加载制度，采用位移控制加载，每一控制位移下循环两次，直至试件失效.
150065r 反力境 图3试验装置示意 3试验结果分析 3.1滞回曲线及破坏形态 试验结束时，试件KZ-2-KZ-6柱下端均发生了正截面弯曲破坏，但试件KZ-1在加载后期由于发生了 平面外倾斜，在水平位移为51.4mm的循环时终止试验，试验结果在达到力峰值前有效，在随后的下降段 误差较大，图4为各试件的破坏形态.
图5为各试件的滞回曲线.
由图5可以看出：柱子开裂前近似处于 弹性状态，滞回曲线近似直线，加卸载几乎为直线：柱子由开裂到屈服阶段，滞回环斜率较小，包围面积 较小，耗能较低：柱纵筋屈服以后，滞回环面积加大，试件耗能增加，尤其在位移延性较大的状态下其滞 回曲线的形状饱满，呈现比较完美的梭形，反映出试件的塑性变形能力均较强，且具有较好的耗能能 力.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (a)试件 KZ-1 (b)试件KZ-2 (c)试件KZ-3 (d)试件KZ-4 (e)试件KZ-5 (f)试件KZ-6 图4试件KZ-1-KZ-6破坏形态 300 P (IX) 300 7 () 200 008 -300 300 300 (a)试件 KZ-1 (b)试件KZ-2 （c）试件KZ-3 008 (0300) a 350 300 P(X) 250 200 300 -350 300 (d) 试件 KZ-4 (e)试件KZ-5 （f）试件KZ-6 图5KZ-1-KZ-6试件滞回曲线
表3为各试件变 形及位移延性系数.
其中屈服位移角为试件屈服位移与柱高的比值：极限位移角为试件的极限位移与柱高 的比值.
1.5 0. 5 位移（±m） 100 -50 50 100 KZ3 - - KZ4 KZ-5 KZ6 1. 5 图6试件KZ-3、KZ-4、KZ-5、KZ-6骨架线对比 表3（各试件的变形及位移延性系数） 试件 屈服位移 屈服 极限位移 极限 延性 编号 /mm 位移角 /mm 位移角 系数 KZ-1 8.27 1/218 KZ-2 7.28 1/247 74.27 1/24 10.21 KZ-3 9.08 1/198 93.33 1/19 10.28 KZ-4 8.16 1/221 69.14 1/26 8.47 KZ-5 7.73 1/233 87.49 1/20 11.32 KZ-6 8.02 1/225 66.44 1/27 8.29 注：1）极限位移是水平承载力降低到极限承载力的85%时对应的位移值.
2）由于试件KZ-1的防止柱身发生平面外侧移装置的刚度不够.
桂在加载后期发生平面外能斜.
加截至力 峰值以后出现误差，下降段部分的误差加大，没能测得该试件的版限位移和延性系数等.
由图6中可明显看出，轴压比较大的试件KZ-4，其变形及延性较小，柱端混凝土破坏也较为严重（图 4）.
从表3中可以看出，试件KZ-3的屈服位移角、极限位移角较大，破坏时其位移延性系数达到了10.28， 而试件KZ-4的位移延性系数较KZ-3小，这也说明了KZ-3的变形能力及延性较轴压比较大的构件KZ-4 好.
在相同轴压比下，KZ-3和KZ-5的变形及延性较KZ-6好，极限承载力也比KZ-6高.
表3中各试件 的极限位移角也表明，KZ-3的最大，其次是KZ-5，KZ-6的最小，说明在配钢率等其他条件基本相同，并 满足相应构造要求的情况下，将型钢分散在靠近截面受力边缘部位，并用缀板进行连接（强格构式）的试 件，其位移延性均比型钢相对集中在截面中部（实腹式）的试件要好.
尽管KZ-5的配钢率小于KZ-2~KZ-4， 但由于其型钢布置更靠近截面受力充分的边缘部位，故其承载力是试件中最大的，延性也与KZ-3接 近，大于KZ-4和KZ-6试件.
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）。
谭明、高嵩-大连世界金融中心不落地支撑框架-混凝土内筒混合结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大连世界金融中心 不落地支撑框架-混凝土内筒 混合结构 设计 谭明 ，高嵩 （中国建筑东北设计研究院有限公司，大连116023） 提要：大连世界金融中心位于大连市商务中心区，由52层超高层双塔6层独立裙楼和整体地下室组成.
塔楼房 屋高度为204.75米（停机坪高度213.44米），采用不落地支撑框架-混凝土内简混合结构.
由于核心简高宽比达 到23，且受制于建筑方案和经济指标要求，结构抗侧刚度较难满足设计要求.
经多轮方案比选和优化，最终采用 高效的结构体系，较好的控制了结构自重和经济性.
关键词：高层建筑，结构体系，混合结构，支撑，刚度 1工程概况 大连世界金融中心位于大连市商务中心区人民路上.
总建筑面积 约为17.3万平米.
主要建筑功能：商业、酒店、公寓、办公.
地上：52层超高层双塔6层独立裙楼，塔楼标准层建筑平面尺寸 为44.0米X33.0米，房屋高度为204.75米（停机坪高度213.44米）.
除部分楼面次梁外，两栋塔楼的结构布置基本一致.
地下：5层地下室整体不设缝，平面尺寸102.7米X52.9米.
结构设计标准：设计使用年限50年，建筑结构的安全等级二级， 结构重要性系数1.0，地基基础设计等级为甲级，抗震设防类别丙类， 抗震设防烈度为7度.
设计基本地震加速度值0.10g，建筑场地类别 为Ⅱ类，设计地震分组为第二组.
基本风压为0.65kN/m”（50年重现期），地面粗糙度B类.
双塔高 度均超过200m，且塔楼间互相影响，按规范要求进行了风洞试验.
风洞试验得到的体型系数在塔楼上部比规范值大，下部比规范值 图1效果图一 小.
结构整体计算采用规范和风洞试验的风作用较大值，塔楼的体型 系数采用规范值.
本工程结构设计于2008年，目前主体已建成.
2结构方案比选 建筑概念方案为境外设计师的作品，业主对建筑功能与经济 性的要求较高，结构方案需满足业主和方案方的要求.
我院结构 专业在方案竞标至施工图设计过程中，全力配合业主和方案方工 图2效果图二 作者美介：谭明（1964一），男，硕士，教授级高级工程师
方案阶段的建筑标准层平面布置如图3所示.
塔楼核心筒的短边平面尺寸只有9米，高宽比为23，结 构沿短向的抗侧刚度较弱，该方向在水平荷载作用下的位移控制是结构方案设计需要考虑的首要因素.
设 置高效抗侧力结构体系，使结构具有足够的抗弯、抗剪刚度，满足水平位移和舒适度的要求，才能保证结 构方案的经济合理性.
结构总侧移中包括剪切变形、弯曲变形以及柱拉压引起的变形，结构抗侧刚度的效率体现为框架柱拉 压引起的侧向位移占结构总侧移的比例.
一般情况下，结构抗侧刚度由低至高依次为：框架、框架-支撑、 框架-剪力墙、框架-核心筒、带伸臂结构、巨柱结构、巨型斜撑结构.
综合考虑业主需求，采用钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒混合结构：沿短向通过核心筒的4道横 墙，形成4福完整的抗侧力结构：并在对应位置设伸臂桁架，提高结构的抗侧刚度.
经过计算比较，伸 臂桁架设置于避难层27F和41F的方案A，结构效率较高，经济性较好，并可满足建筑使用要求.
在竞标阶段业主首选方案A，我院因而得以承担该项目的设计工作.
方案A 方案B 方案C 图3方案阶段建筑标准层平面 图4伸臂析架加强层示意图 0091/ 1/809 0 1/2204/1600 ireaD 1/800 方案A：层间位移角最大值为1/674 方案B：层间位移角最大值为1/676 方案C：层间位移角最大值为1/620 图5风作用下层间位移角简图 在方案深化阶段，根据业主需求对建筑平面进行了调整与细化，并从建筑使用的角度对避难层的布置 和框架柱的截面进行了限制.
图6为标准层布置.
核心筒内墙被弱化，且偏离柱轴线，难以有效布置贯通核心简的伸臂桁架，结构沿短向的抗侧刚度较 难保证.
为满足结构的刚度需要，并符合业主的经济性要求，在不设置伸臂桁架加强层的情况下，需考虑
在核心筒与外框架柱之间沿短向增设一定数量的支撑，是一种极为 有效和经济的方法.
沿核心筒短边外墙所在轴线对称设置4福支撑，形成支撑框架-核心筒结构.
根据建 筑户型要求，支撑只能布置在中间楼层：沿核心筒长边外侧走廊范围，不能布置支撑.
经计算分析，设置支撑后可有效提高结构的抗侧刚度，图7中的几种支撑布置方案均可实现与伸臂桁 架加强层等效的结构抗侧刚度.
其中，支撑轴力和消能梁段剪力、弯矩：方案F明显大于方案D、E，且各 层不均匀.
方案D 方案E 方案F 图6初步设计建筑标准层平面 图7不同的偏心支撑布置 在结构初步设计和超限审查过程中，除需考虑结构刚度要求外，还要确保结构在地震作用下传力可靠， 实现抗震性能化设计要求.
综合各方专家意见，在靠近走廊一侧增设了不落地的支撑边框柱，采用中心支 撑布置，并在第六层楼面设置转换大梁.
这种布置可实现抗震多道防线，增加结构传力途径，提高支撑抗 侧刚度，避免框架梁屈曲对结构体系的不利影响.
图8、图9所示为连续支撑与不连续支撑的布置方式，其传力途径见图10、图11.
计算分析了两种方 案的利樊，详见表1，最终设计采用了不落地连续支撑的结构方案，并通过抗震超限审查，完成了施工图 设计.
图8连续支撑方案G 图9不连续支撑方案H
支撑通过梁传力，支撑框架梁轴力大.
整体刚度 各构件截面相同时 抗侧刚度稍小 抗侧刚度稍大 层间位移角接近时 支撑截面较大，其余构件截面相同.
支撑截面较小，其余构件截面相同.
支撑 轴力较大 轴力较小 支撑框架梁 轴力较小，弯矩、剪力接近.
轴力较大，弯矩、剪力接近.
与核心简相连的框架梁 弯矩、剪力稍大 弯矩、剪力稍小 构件 内侧不落地钢柱 下部楼层轴力大 下部楼层轴力小 外侧钢管混凝土柱 内力接近 内力接近 底部托柱钢梁 弯矩、剪力较大，轴力接近.
弯矩、剪力较小，轴力接近.
结论 方案G支撑截面略大，用钢量稍大（的增加4kg/m），但结构传力直接可靠，综合性能优于方案H 图10连续支撑底部传力路径示意（受拉，-受压.
） 图11不连续支撑底部传力路径示意（受拉，-受压.
） 3结构设计与计算 塔楼结构平面轴线尺寸为42.0米X31.0米，沿四边外挑1.0米，核心筒外墙轴线尺寸为21.0米X9.0 米.
标准层的层高为3.6米，避难层和底部裙楼的层高均为5.4米.
采用不落地支撑框架-混凝土内筒混合结构.
框架柱为矩形（圆形）钢管混凝土柱，核心筒外的楼面钢 梁和钢支撑为工字形截面.
框架梁与框架柱刚接，在四福支撑所在轴线与核心筒刚接，其余与核心筒铰接： 次梁两端均为较接.
核心筒外墙厚度：1000~500：框架柱截面：裙楼1500X1500、1500X1000，标准层1200X900、900X900、 1000：框架梁高度：裙楼800，标准层700，为满足走廊净高要求，框架梁与核心筒相连一端采用鱼腹 式截面.
加快施工进度：在正常使用阶段取代楼板底部钢筋，可取得较好的经济性.
本工程为结构体系复杂的超B级高层建筑，需进行抗震性能化设计，并在初步设计阶段进行了抗震设防
根据超限审查意见，“结构的抗震性能目标：底部加强部位的高度取到转换层以上二层，该部 位内筒主要墙肢的偏压、偏拉承载力按中震弹性复核，受剪承载力按中震弹性复核且满足大震下的截面剪 应力控制要求.
外框柱和支撑的承载力按中震弹性复核.
水平转换构件承载力按大震不届服复核.
” 不落地支撑所在的楼层由于支撑承担了部分楼层剪力，核心筒剪力墙承担50%左右的楼层剪力.
在其 余楼层，剪力墙承担80~90%的楼层剪力.
在支撑起始和终止楼层处有一定的刚度突变，但与伸臂桁架加强 层方案相比，突变程度要弱些.
在支撑起始和终止楼层处有剪力通过楼面传递，需对楼盖进行必要的加强， 按转换楼板设计，并设置楼面水平钢支撑.
图12 下部结构平面 图13 第六层结构平面 图14 标准层结构平面 设置支撑的楼层，楼板规则完整，在风和小震作用下， 结构可以满足刚性楼面假定.
考虑在极端情况下，楼板可 能出现破坏，按不计楼板刚度的弹性楼面假定进行了补充 计算，并考虑二者的不利情况进行相关构件的设计.
经计 算分析：支撑轴力在上下连续两层的变化不大，说明对支 撑中间相连的楼面梁不会产生太大的附加内力，且按弹性 楼面计算的支撑轴力相对小些.
支撑两端的框架柱以承担 轴力为主，剪力和弯矩并不大，且按两种假定计算相差不 大.
支撑范围的框架梁，其内力按两种假定计算均不大， 按弹性楼面计算时承受不大的轴力.
支撑框架与核心筒间 连接的框架梁按弹性楼面计算时剪力、弯矩略小，承受一 定的轴力.
在风荷载作用下，通过比较平面单福模型与三维整体 模型计算的结果，验证了三维整体模型计算的可信度.
三 维整体模型采用弹性楼面假定，平面单福模型的风荷载按 受荷面积施加.
两种算法的构件内力分布规律基本一致， 由于三维模型中有支撑福框架分担的水平荷载比平面单福 模型要多，故按三维模型计算的构件内力要大些.
图14支撑布置图 结构计算分别采用有限元程序SATWE、ETABS、MIDAS.
经复核，三个程序的计算结果基本一致.
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）。
谭坚、区彤等-空腹桁架力学性能试验研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 空腹桁架 力学性能 试验研究 谭坚 ，区彤 ，陈星，王湛，潘建荣”，胡淑军 （1广东省建筑设计研究院.
广州510370） （2华南理工大学亚热带建筑科学国家重点实验室，广州510640） 摘要：广州亚运城综合体育馆采用了大跨度空腹析架支撑体系，结构最大跨度达92米.
为了保证使用安全性，在缺乏此类 节点的设计规范的条件下，本文设计了4中不同加劲肋形式的该类节点，对其力学性能进行试验研究，得到加劲肋布置对节 点的刚接性能，初始转动刚度，反复荷载作用下的滞回性能及破坏模式的影响.
关键词：空腹析架节点：试验分析：抗震性能 1引言 广州亚运城综合体育馆作为广州亚运城工程的重点项目，结构形式采用了较新颖的形式，其中建筑面 积最大的体操馆内环大跨度空间由纵横交错空腹桁架系统支撑，最大跨度92米，纵向空腹桁架与横向空 腹桁架连接节点采用刚接节点形式，由于目前规范没有对此类节点的计算方法，虽然节点经过有限元数值 分析，但数值计算是通过很多假定完成的，有必要对该节点进行试验，确保结构大跨度空间结构的安全性.
本文针对实际工程中出现的柱腹板加劲肋无法与梁翼缘对齐的情况设计了4种不同形式的柱腹板加劲 肋.
通过对这4种空腹桁架节点在循环荷载作用下的力学性能进行分析，根据试验所得的极限荷载、极限 位移和滞回性能等，比较了4种节点的性能，并在工程中的选取、制作和使用中提出了相应的建议.
2试验模型及循环加载方案 2.1试件设计 本试验共4组试件，每组两个相同试件.
不同组的试件梁柱外形尺寸完全相同，只在节点区加劲肋形 式不同.
梁均采用箱型截面B400X250X14X14.柱均采用箱型截面B450X250X14X14.其中D型节点为常 规加劲型节点，在梁上下翼缘处设置加劲肋，由于实际工程中加劲肋无法与梁翼缘对齐，加劲肋与翼缘错 开50mm.
A，B，C型节点则在常规加劲的基础上设置了其他不同形式的加劲肋，详见图1.
试件尺寸见 表1.
构件均采用Q345钢才制造，材性实验结果见表2. 表1各试件的加劲肋布置参数 节点编号 加劲肋厚度 加劲助布置 加劲肋个数 A 14 梁腹板纵向 22 B 14 梁柱外表面 42 14 梁上下翼缘 22 D 14 常规加劲 2 注：1.对于A，B，C节点加劲助个数项，前一个数字表示额外设置的加动助的个数，后一个表示常规加劲助个数.
2.尺寸单位为mm
在侧向加载同时，对箱型柱施加100kN轴向荷载.
加 载设备及安装如图2所示.
试件届服前按照力控制加载，在屈服荷载前分数次加载，（试验过程中需多次 试载以寻找构件屈服点）：试件屈服后，用位移控制加载，原则上每一加载级为屈服位移的0.25倍，每一 级加载3次.
不同试验试件在试验时则略有不同，详见表3.
在试验室需取得试件的屈服荷载和极限荷载等数据本次试 验数据采集系统能实时采集到试件的荷载一位移曲线.
以及应 变数据，以荷载一位移曲线的曲率发生明显变化的点及大部分 应变片达到屈服应变为判断准则，判断屈服荷载.
极限荷载则 以荷载一位移曲线最高点为准.
由于试验所记录应变数据在弹 性段即显示出较大离散性，本次试验所取得应变数据仅用于判 断试件的屈服点，不作为构件应力分析的根据.
图2节点加载现场图
实验过程中采集位移及荷载等数据，得到节点的滞回曲线，位移计布置见图3.其中1.2号位移计用 于测量梁端位移，5.6号位移计用于测量柱的弯曲，7号位移计用于测量节点整体侧移.
另外在计算梁端塑 性转角时须减去梁的弹性变形造成的位移.
- 图3位移计布置图
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁属缘出现微裂缝.
随着加载的进行，裂缝不断开展， 屈服位移第三圈加载时，裂缝沿梁翼缘贯通.
在此过程中结构的承载力仍有一定的增长，到达极限承载力 之后，荷载开始下降.
1.5倍屈服荷载第二圈加载时，有巨响产生，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降 至极限承载力的85%以下，结构破坏.
在试验完成之后，剖开箱型柱，可见梁腹板对应的加劲肋与柱的连 接焊缝断裂.
2）A2破坏过程：在达到屈服荷载之前对A2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘出现微裂缝.
随着加载的进行，裂缝不断开展， 1.25倍屈服位移第二圈加载时，裂缝沿梁翼缘贯通.
在此过程中结构的承载力仍有一定的增长.
1.5倍屈 服荷载第二圈加载时，有巨响产生，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构 被坏.
3）B1破坏过程：在达到屈服荷载之前对B1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到届服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁灵缘即出现较大裂缝.
1.25倍屈服位移第一圈时节 点达到极限承载力.
随着加载的进行，裂缝不断开展，1.25倍屈服位移第三圈加载时，出现巨响声，裂缝 沿梁翼缘与梁柱均成45度角贯通.
此时结构承载能力尚未降低至极限承载力的85%.
1.5倍屈服荷载第二 圈加载时，产生第二声巨响，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.
4）B2破坏过程：在达到屈服荷载之前对B2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁灵缘出现较明显裂缝.
屈服荷载即极限荷载，之后 承载力开始下降.
随着加载的进行，裂缝不断开展，1.25倍屈服位移第三圈加载时，发生巨响，裂缝沿梁 翼缘与梁柱均成45度角贯通.
此时结构承载能力尚未降低至极限承载力的85%.
1.5倍屈服荷载第三圈加 载时，产生第二声巨响，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.
5）C1加载过程：在达到屈服荷载之前对C1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘未出现肉眼可见裂缝.
随着加载的进行，节点 承载力仍有一定的提升，刚度退化不明显.
2倍屈服位移第一圈加载时，出现肉眼可见裂缝.
3倍屈服荷 载第一圈加载时，有巨响产生，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.
在试验完成之后，剖开箱型柱，可见梁腹板对应的加劲肋与柱的连接焊缝断裂.
6）C2加载过程：在达到屈服荷载之前对C2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊未出现肉眼可见裂缝.
2倍屈服位移第一圈加载时，出现 微裂缝.
在此过程中结构的承载力仍有一定的增长，2.5倍屈服荷载第一圈加载时，有巨响产生，梁柱连 接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.
7）D1加载过程：在达到屈服荷载之前对D1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘出现微裂缝.
随着加载的进行，裂缝不断开展， 1.5屈服位移第二圈加载时，裂缝沿梁灵缘贯通.
在此过程中结构的承载力仍有一定的增长，到达极限承 载力之后，荷载开始下降.
整个加载过程中为见巨响，仅有焊缝撕裂声，梁柱连接处焊缝完全断开后，承 载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.
8）D2加载过程：在达到屈服荷载之前对D2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.
当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘出现微裂缝.
随着加载的进行，裂缝不断开展， 承载力仍有所提高，直至3倍届服位移第二圈加载时，有巨响产生，焊缝完全断开.
承载力降至极限承载 力的85%以下，结构破坏.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 EO/S0FE102 （a）试件a焊缝破坏 （b）试件b焊缝破坏 （c）试件c焊缝破坏 （d）试件d焊缝破坏 图4各试件焊缝破坏图 本次试验的4型8个节点的破坏模式一致，均起于梁柱连接处梁翼缘坡口焊缝的开裂，终于该处焊缝 的突然断裂，梁端未形成塑性铰.
3试件的滞回性能分析 各试件的滞回曲线如图5所示，各性能参数值如表4.
A型节点在梁腹板对应处设置加劲肋，起到了很好的加劲作用，使得大部分加劲肋及梁翼缘、腹板参 与受力.
A型节点具有最大的初始转动刚度，屈服荷载和极限荷载，但耗能能力和延性都较差.
B型节点在梁柱相交处对梁柱翼缘进行贴板加劲，试验结果证明这种方法在弹性段起到了一定的作用， 但是带来了屈服后节点性能的恶化，对于极限承载力的提高不如A、C节点明显.
B型节点的耗能能力及 延性是这4中节点中最差的.
承载力有一定的提高，但不如A节点明显：C节点的优势在于，相比其他3种节点，其耗能能力和延性都 是最好的，特别是塑性转角达到0.03rad，满足抗震指标要求[2].
D型节点为常规加劲型节点，作为对照组.
其初始刚度和极限承载力均为4中节点中最低的.
由于加 5
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）。
谢霁明、许振东-横风向等效风荷载规范计算方法的改进.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 横风向等效 风荷载 规范计算方法的改进 谢雾明，许振东 （浙江大学建筑工程学院，杭州310058） 提要：在机理研究与参数分析的基础上，本文对目前建筑规范中矩形建筑横风向荷载计算方法提出了改进算法.
这一新的算法采用与顺风向荷载计算形式上相似的方式，对结构设计人员应用具有更好的可操作性.
同时采用二 维标准风力谱与修正系数的方法取代目前规范计算中以三维形式表示风力谱的方法，方便了参数取值.
此外在计 算中增加了建筑高宽比参数，以反映高宽比对横风向荷载的实际影响，提高了横风向荷裁的估计精度.
在等效静 力荷载分布方面，采用以共振分量为主的形式，一方面反映了当横风向荷载相对重要时，共振分量占主导的事实： 另一方面与风润试验结果达成更好的一致性.
算例结果表明，本文方法与风洞试验结果之间有着很好的一致性， 与目前规范计算方法相比不但计算比较简便，而且在精度上也有所提高.
关键词：高层建筑，横风向荷载，标准风力谱，约化频率，实用计算方法 1引言 工程实例表明，建筑高度的提高与高强材料的使用所带来的结构柔度增加与结构阻尼减小，使得建筑 结构设计的横风向荷载有可能大大高于顺风向荷载.
由于横风向荷载作用机理复杂，工程界至今仍依赖于风洞试验方法确定与横风向作用有关的设计风荷 载与风致振动加速度.
在2012年之前，中国建筑结构荷载规范没有给出估算建筑横风向荷载的条款.
国 外也只有少数几个国家的建筑规范给出计算横风向荷载的建议公式23.
一般的设计步骤是先由设计人员 按规范方法估算风荷载，在此基础上完成初步设计，然后通过风洞试验对初步设计结果进行验证.
在缺乏 对横风向荷载基本估计的情况下，初步设计中的风荷载只能采用规范计算的顺风向荷载.
这样就产生了一 个间题：如果所设计的建筑是横风向荷载控制，风洞试验结果与规范初步估算值之间就可能会有很大的差 别，有可能因此造成设计返工.
为解决这一问题，2012年版的中国建筑结构荷载规范GB50009-2012增加 了估算横风向荷载的公式.
要研究成果.
与其他国家的相关规范条例相比，中国规范在适用范围与细致程度方面都有了很大的提高.
为了将复杂的矩形截面高层建筑横风向荷载计算简化为使于应用的表达式，规范的制定者们做出了很大的 努力与合理的简化，其中包括对楼层质量分布、模态振型、建筑高宽比的影响等等.
经过一段时间的工程 实践，新规范在明显提高设计人员对横风向荷载估计能力的同时，也反映出一些有待进一步改进的地方.
据了解，不少结构工程师觉得规范中的矩形截面高层建筑横风向荷载计算方法过于繁，计算参数过 多，广义风力功率谱图较复杂不易定值，风荷载大小与结构基本设计参数（如质量、阻尼）之间的物理关 系表达不够直接等等.
这些对提高设计效率与优化结构抗风设计带来一定困难.
此外，虽然新规范明确所给出的计算方法适用于高宽比4至8的建筑物，但工程实践表明高宽比4与 高宽比8的建筑物在横风向响应方面的差别其实不可忽视7所以研究规范计算中这一简化假定的可能 误差范围有着实际的工程意义，同时有必要在计算中将高宽比也作为一个参数以提高估计精度.
作者简介：谢案明（1955-），男，博士.
蚊投
通过大量的参数分析，明确了各重要物理参数对横风向荷载的作用机理与规律.
在此基础上本文提出了改 进的矩形截面高层建筑横风向荷载实用计算方法.
2横风向荷载的作用机理与基本参数 2.1横风向荷载与顺风向荷载的比较 从工程应用的角度考虑，我们需要了解在什么情况下横风向荷载会大于顺风向荷载，控制横风向荷载 与控制顺风向荷载在设计方面有什么不同.
一般来说，结构设计的风荷载包括三部分分量：平均风荷载、脉动风荷载、惯性风荷载.
平均风荷载 主要是风的阻力作用，在顺风向时为最大，横风向时几乎为零.
脉动风荷载（也称背景分量）由阵风的脉 动部分造成.
由于建筑物的体量远大于脉动风的相关长度，用于整体结构设计的脉动风荷载往往是相对小 量.
惯性风荷载（也称共振分量）是由风致结构振动引起的，其大小与振动加速度和结构质量有关.
由此 可见，横风向荷载大于顺风向荷载的情况只能出现在横风向的惯性风荷载大大高于顺风向惯性风荷载与平 均风荷载之和的场合.
那么在什么场合会出现如此高的横风向惯性风荷载呢？
事实上，绝大多数高层建筑的风致响应中，由结构振动与大气绕流之间相互作用所造成的气动弹性力 学效应并不明显"，横风向响应与顺风向响应中气动力的作用都可以作为强迫力考虑.
于是广义风力谱就 提供了一个了解顺风向与横风向响应机理的重要视角.
按照结构动力学原理，结构风振响应可由广义风力 谱与结构传递函数之乘积给出.
采用横风向广义风力谱就得到横风向响应，采用顺风向广义风力谱就得到 顺风向响应.
图1所示为典型的矩形建筑物的顺风向与横风向荷载功率谱，图中横坐标取为约化频率fB/U（f=频率， B=建筑物迎风面宽度，U=参考风速），纵坐标为除以风力均方值后的规一化荷载功率谱，纵横坐标均为 无量纲值.
根据空气动力学原理，以这样方式表达的规一化荷载功率谱将只与建筑物的外形以及风场有关.
由图可见，横风向响应大大高于顺风向响应只可能发生在横风向荷载谱的峰值附近，即约化频率fB/U=0.11 附近.
横风向荷载诺峰值位置的约化频率与建筑截面的斯托拉哈数（Strouhal）基本一致.
换言之，当约化 频率接近矩形截面的斯托拉哈数时，与斯托拉哈数一致的横风向淡涡脱落频率将接近结构自振频率，从而 产生共振效应，大大增强横风向响应.
一顾风月--顺风向 1.60 一化荷载谐 1.6-01 1.E-02 1.E-03 1.E-04 0.001 001 0.1 0 约化频率B/U 图1矩形截面顺风向荷载谱与横风向荷载谱的比较 所以，约化频率是反映参考风速、结构固有频率、建筑物典型宽度这三个参数综合影响的重要的无量 纲空气动力学参数.
通过约化频率可以定性判断高层建筑顺风向与横风向荷载的相对作用大小.
较低的约 化频率值代表较低的结构固有频率、较窄的建筑宽度、以及（或者）较高的参考风速.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 约化频率越低，结构对风的影响就越敏感.
对高宽比分别为5与8的两栋正方形建筑的比较分析表明（参 见图2），在大多数场地情况下，横风向荷载大于顺风向荷载的情况仅出现在约化频率小于0.2时.
即使在 特别空旷的海滨与湖滨地貌下（A类），当约化频率大于0.25时横风向荷载也不再大于顺风向荷载.
然而 许多高层建筑在设计风速下的约化频率确实可能小于0.2，某些超高层的约化频率甚至非常接近0.11，由此 会造成很大的横风向荷载.
在这种情况下，设计人员应当优先考虑空气动力学的优化处理方法，因为这种 情况下的空气动力学优化处理能产生最大的经济效率，大大节约建造成本.
约化频率提供了有助于设计 高宽比H/B=5 高宽比H/B=8 3.0 3.0 2.0 限2.6 15 --A --A -B -B --C -o-C -D --D 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 0.1 0.15 0.2 0.25 fB/U JB/U 图2顺风向荷载与横风向荷载之比 早期阶段进行决策判断的重要指标.
图2还表明，处于开阔地貌上的建筑物更有可能出现较大的横风向荷载.
而位于城市中心的高层建筑 物，由于周围密集建筑产生的紊流往往会干扰横风向涡旋的规则脱落，使得横风向共振幅值有所减低.
然 而如果所研究建筑物大大高于周围建筑物，则周围建筑物产生的紊流可能不足以干扰横风向共振的涡旋脱 落，因为影响高层建筑横风向共振的敏感涡旋脱落区域一般在建筑物上部1/3至1/4高度处.
2.2共振分量与背景分量的比较 横风向荷载包括由阵风效应引起的背景分量与惯性效应引起的共振分量.
由于这两种动态分量之间的 相关性很弱，其合力不宜采用线性组合，由此进一步增加了求解等效静力荷载分布的复杂性.
然而大量工 程经验表明，当横风向荷载在设计中占重要地位时，共振分量往往远高于背景分量.
图3所示为高宽比分 别为4与6的两栋正方形建筑物横风向共振分量占总的横风向荷载的比例.
高宽比H/B=4 高宽比H/B=6 1.2 12 1.0 1.0 A -A B B -o-C -C 0.2 --D 0.2 -D 0.0 0.1 0.15 0.0 0.2 0.25 0.1 0.15 0.2 0.25 fB/U fB/U 图3横风向荷载中共振分量的比重 可以看出，当横风向荷载比较重要时，其共振分量的比重一般在80%以上.
而且高宽比越大的建筑物 的横风向荷载中共振分量的比重也越大.
这证明了在考虑横风向等效静力荷载分布时以反映惯性荷载分布为主的合理性.
2.3建筑高宽比对风力谱的影响 在目前的中国荷载规范中，假设横风向荷载的计算公式适用于高宽比4至8的范围，其中没有针对4至8
事实上对横风向荷载的研究结果表明高宽比是一个比较敏感的参数.
根据文献[5]报道的风洞试验拟合数据，图4给出不同高宽比下的折算横风向基底弯矩功率谱.
可以看 出高宽比对风力谱的影响是较为明显的，特别在横风向荷载控制设计的情况.
0.16 0.14 0.12 0.10 0.08 s 0.06 00 0.02 0.00 0.05 0.1 0.15 fB/U 0.2 H/B=4==H/B=5 H/B=6 -H/B=7 -H/B=8 图4不同高宽比的折算横风向基底弯矩功率谱 3建议的横风向荷载实用计算方法 3.1实用计算公式 为便于记忆与应用，建议将矩形建筑物的横风向荷载计算公式表达成与顺风向荷载计算公式类似的形 式，只是通过不同的参数取值反映两者的差别.
第k层（高度z）横风向荷载可表示为 Pk = (woμeHμβ) Bhz （1) 式中 Wo=基本风压（与顺风向荷载计算的取值一致） μz=横风向荷载的高度变化系数 μsn=横风向荷载体型系数 =横风向风振系数 B=高度z处的建筑宽度 h=高度z处第k层的楼层计算高度 横风向荷载的高度变化系数μzn的取值为 (2a) 式中 μ=风压高度变化系数在楼顶高度H的数值，由规范中表8.2.1得到.
mm=高度z处第k层的楼层质量 M'=基本模态的广义质量，M'=∑m² =基本模态在：高度的广义位移，可近似表示为中=（h/H)，其中β称为振型指数.
当建筑物的楼层质量沿高度均匀分布时，上式可简化为 (2b)
横风向荷载体型系数us的取值为 μsH = CCm (3) 表1横风向荷载体型系数基本值C 厚宽比D/B 0.5 0.75 1.25 1.5 1.75 2 C 1.15 1.01 0.93 0.87 0.82 0.79 0.76 表中D是侧风面宽度，B是迎风面宽度.
式（3）中系数C是角沿修正系数，可沿用规范H.2.5中的 建议值.
对正方形与矩形建筑，C=1.
横风向风振系数B的取值为 βSss (4) 式中：g为峰值因子，建议取3.0.
√S为标准风力谱，是约化频率fB/U的函数，由图5给出.
《为总 系统阻尼比，理论上包括结构阻尼与气动阻尼.
横风向响应的气动阻尼测定有着较大的不确定性与离散性， 在可靠性方面还有待提高12.
目前在风工程领域主要关心的是潜在的气动负阻尼，因为气动负阻尼会造成 振动发散或使风致响应进一步提高.
然而目前规范给出的气动阻尼估计公式中，当约化频率大于0.1时所 得气动阻尼为正值，其结果是降低横风向响应.
考虑到气动阻尼估计中的可靠性，本文作者不建议按估计 的气动正阻尼对横风向荷载进行折减，除非通过仔细的风洞试验对实际项目进行专项研究.
一般情况下， 式（4）中的总系统阻尼比建议取为结构阻尼比.
0.3 0.25 0.2 谱 0.15 风 0.1 标 0.05 0 0.1 0.15 0.2 0.25 JB/U 图5标准风力谱 A为地貌影响修正系数， 其数值由表2给出.
表2地貌影响修正系数入 场地 fB/U 类别 0.1 0.11 0.12 0.13 0.14 0.15 0.16 0.17 0.18 0.19 0.2 0.25 A 1.24 1.25 1.22 1.21 1.21 1.21 1.21 1.22 1.22 1.23 1.23 1.23 B 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 C 0.85 0.93 0.97 0.98 0.99 0.99 0.99 0.98 0.98 0.97 0.97 0.97 D 0.71 0.92 1.06 1.12 1.15 1.16 1.16 1.15 1.14 1.13 1.12 1.12
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）。
詹永勤、王杨-达美中心广场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 达美 中心广场基础变刚度调平 设计 詹永勤 ，王杨 （中国建筑科学研究院，北京，100013） 摘要：本文介绍了达美中心广场大底盘多塔楼连体结构的基础设计.
在基确设计时，采用协同分析计算的手段，运用变刚 废调平的设计理念，增强塔楼基础弱化裙房基础，两栋150米高塔楼采用桩基础，两栋100米高塔楼采用CFG桩复合地基， 裙房采用天然地基.
塔楼核心简下和外框架柱下分别布桩，桩长及桩间距不同，实现不同的承载能力和支撑刚度，减小了 差异沉降，缩小了反力分布的不均匀，同时，将核心简底板适当外扩，使核心简下的布桩数足以承担核心简的竖向荷载， 因此，底板厚度大大降低，底板的配筋率也降低.
关键词：基础设计、协同分析、变刚度调平 1工程概况 北京达美中心广场项目位于北京市朝阳区青年路，总建筑面积334483m.
包括四座主楼、裙房和地下 车库，形成大底盘多塔楼联体结构.
四座主楼均为钢筋混凝土框架-核心筒结构，主楼A、B座地上分别为 34层、32层，高度均为150m：主楼C、D座地上为23层，高度均为100m：裙房E座地上为四层，高度为 24.0m，主楼、裙房及纯地下车库均为地下4层，高度17.6m.
平面尺寸：148.9m×150.8m，基础埋深约 为20m.
建筑平面布置见图1，建筑剖面图见图2.
本工程抗震设防类别：丙类，设计基本地震加速度： 0.20g，设计地震分组：第一组.
2地基基础方案分析 2.1场区工程地质条件 根据岩土工程勘察报告，工程拟建场地标高介于33.289m～34.083m，根据现场钻探与原位测试及室 内土工试验、波速试验成果的综合分析，按地层沉积年代、成因类型将拟建场区地面以下80.0m深度范围 作者简介：詹水勤（1969-），男，学士，教授级高级工程
本工程场地土类别：III类.
图1首层建筑平面图 图2建筑创面图 表1土层参数表 地层 压缩模量E 承载力标准值f桩的极限侧阻力标准 桩的极限端阻 成因 地层编号 (P²P0. 1) (kPa) 值 q(kPa) 力标准值 (MPa) qx(kPa) 人工填土 杂填土① （20) 粉质粘土② 3.91 100 50 粘质粉土② 8.41 120 60 新近沉积 粉质粘土② (6) 100 50 粉细砂③ （10) 140 50 900 粉质粘土~重粉质粘 土层③ 6.53 120 70 1000 圆层④ (20) 220 135 2200 细砂层④ (15) 180 85 1600 粉质粘土④ 11.7 160 80 1200 粘质粉土④ 般第四纪 17. 41 180 80 1400 沉积 卵石 (25) 280 160 2800 细中砂 (20) 250 80 2500 粉质粘土~重粉质粘 土层 12. 96 160 70 1200 细砂层@ (20) 250 80 2500
外框内筒结构核心筒面积约占楼面面积的25% 左右，面核心筒荷载却占塔楼总荷载的50%左右（A、B塔约为53.1%、C、D塔约为50.9%）.
核心筒由厚 度较大的钢筋混凝土外墙及钢筋混凝土内隔墙围合而成，刚度很大：而外框架相对刚度较小.
因而自然会 导致塔楼基础发生较大的不均匀沉降，基底反力分布不均匀.
因此，塔楼基础设计的重点是控制核心筒与外框柱之间的沉降差.
核心筒荷载占的比例较大，核心筒 对底板的冲切计算也是基础设计的一项重要内容.
（2）、主楼与裙房之间的荷载及上部结构刚度差异大.
由于大底盘基础上高层建筑主楼与裙房结构 形式不同，主楼为刚度较大的框架-核心筒结构，裙楼为框架结构，上部结构的刚度差异大.
又因裙房沿 四座塔楼周边布置，中央形成无地上结构的中庭区域，造成基础结构的刚度较不均匀.
各塔楼与裙房高度 差异大，因此，主楼与裙楼之间基底荷载差异也大.
因此，各部分对基础要求及地基处理的方案也不同.
由于主楼与裙楼之间在地下室及基础并未设置沉 降缝，因此需要对上部结构-大底盘基础-地基进行协同计算分析，考虑相互之间的影响和上部结构对基础 的影响.
（3）、由于本工程基础理深较大，裙房及部分纯地下室存在抗浮问题.
本文不对抗浮问题进行详细 叙述.
2.3基础方案的计算分析 根据上述本工程的特点，场地的地质资料，以及相关的工程经验，区分需要强化和弱化的区域，初步 确定裙楼采用天然地基，C、D塔楼采用CFG桩复合地基，A、B塔楼采用钻孔灌注桩桩基础.
基础底板均 采用无梁筏板，分区域采用不同的厚度.
主楼和裙楼之间设置沉降后浇带来减小差异沉降.
基础平面布置 图见图3.
1、考虑上部结构-地基-基础共同工作的基本方程如下： ([k][ks][kj])(6}={4} (1)
求解该方程，即可得基础节点的位移，进而求得基础内力.
2、结构计算模式 本工程塔楼为钢筋混凝土框架-核心筒结构，楼板和剪力墙采用薄板单元进行模拟，梁、柱采用梁单 元进行模拟.
3、基础微板计算模式 采用Mindlin中厚板理论对筏板进行分析.
Mindlin板单元是转角和挠度分别插值的板单元，并且考 虑了剪切变形的影响.
4、地基计算模式 地基计算模型采用有限压缩层地基模型，并考虑加荷历史的影响.
有限压缩层地基模型以分层总和法 为基础，分层总和法的基本假定： （1）根据基础中心点下附加应力进行计算.
（2）基础最终沉降量等于基础底面下压缩层范围内各土层压缩量的总和.
分层总和法的优点是反映了压缩层内各层土的压缩性，原理简单，计算方便.
但在计算中假定了地基 土没有侧向变形，这只有当建筑物基础的面积相当大，而可压缩土层的厚度比较薄时，才接近于该方法的 基本假设.
由于实际工程中筏基尺寸与地基压缩层厚度比相对较大，因此在地基计算模式中考虑以分层总 和法为基础的有限压缩层地基模型.
有限压缩层地基土中应力用布辛奈斯克解求得，地基土根据其性质划分为不同厚度的土层，每一土层 内的土具有相同的压缩模量.
地基柔度矩阵[①]各元素计算公式为： H E (2) 式中：A一按分层总和法分层厚度的要求，在I节点下划分的土层数： 一在节点处小矩形Fj上作用竖向均布荷载时，按弹性理论解，在I节点下第k土层中点 处产生的竖向应力：
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）。
虞炜、邱春毅等-某办公楼立面大悬挑结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某办公楼立面 大悬挑 结构设计 虞炜 ，邱春毅 ，齐曼亦，赵青春，陈瑛，屠静怡 （上海建筑设计研究院有限公司，上海200041） 【摘要】项目位于浦东张江，其中1#和2#在三层以上有立面大悬挑悬挑长度10.4米，是一个平面和竖向均不 规则的超限高层，采用框架剪力墙结构体系，并根据建筑超限的情况及结构体系，提出性能设计目标，通过对大 悬挑结构的方案比较、竖向地震计算、舒适度评估、抗连续倒塌的一系列分析，总结立面大悬挑结构的设计要求.
【关键词】立面大悬挑：竖向地震：舒适度；抗连续倒場 1工程概况 本工程位于上海浦东的张江高科技园区，基地形状大致呈扇形.
本工程由6栋高度约为29m的高层建 筑组成，并围合成二个中心广场空间，建筑主体功能均为研发办公，总建筑面积53670㎡²，其中1#楼和 2#楼满足建筑入口需要有立面大悬挑，悬挑长度10.4米.
2结构体系及主要平面布置 1#楼和2#楼均为地上七层、地下一层，建筑大屋面檐口标高29.100米（从室外地面算起），地下一层 层高为5.7米，一层层高5.1米，其余层高均为4.0米.
结构体系为框架-剪力墙，典型柱网开间为6.5米× 9.0米和9.0米×9.0米，典型框架柱截面800x800、700x700：与悬挑拉杆相连的框架柱截面800x800，内 置型钢.
典型剪力墙厚度为400mm，底部加强区以上减小为300mm.
一层板厚度为180mm（嵌固层）， 室外区域板厚为250mm，其它楼层典型板厚为120mm，楼板缺失楼层板厚为130mm、180mm：斜撑区域 楼板适当加厚至150mm.
图1二层结构平面图 图2四层结构平面图 1#、2#楼四层以上大跨悬挑（图1和图2），悬挑处采用钢拉杆与钢吊柱的承载方式（图3），同时设 置型钢混凝土梁柱，与拉杆形成完整的传力体系.
悬挑端楼面采用钢梁压型钢板混凝土楼板的梁板体系， 减小结构自重.
拉杆采用钢管截面，外径300mm，壁厚20mm，材质为Q390B.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 000 000 图3斜拉杆布置立面图 3塔楼不规则情况分析 1）四层及以上整体外挑约10.4m（图3）： 2）平面凸出，约为相应投影方向总尺寸42%，并形成越层柱（图1）： 3）考虑偶然偏心最大层间位移比1.4，属于扭转不规则： 4）二层三层楼板开洞开洞面积约为55%（图1）： 4 结构性能目标的确定 按照《建筑抗震设计规范》和《高层建筑混凝土结构技术规程》的相关要求，本工程抗震性能目标为： 发生多遇地震（小震）后能保证建筑结构未受损，功能完整，不需修理即可继续使用，即完全可使用的性 能目标：发生设防烈度地震（中震）后保证建筑结构轻度损坏，一般修理后可继续使用：发生罕遇地震 （大震）时，有明显塑性变形，修复或加固后可继续使用，建筑功能受到较大影响，但人员安全，即保证 生命安全的性能目标.
表1抗震性能目标表 抗震烈度 多遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 （小震） （中震） （大震） 1/800（规范限值） 层间位移角限值 首层层间位移角满足 最大层间位移角满足1/400 1/100 1/2000或底层刚度大于 上层的1.5倍 底部三层剪力墙 弹性 抗剪不屈服 构 二层、三层、四层楼板 弹性 允许开裂，控制钢筋应力水平 件 性 六层、屋面层楼板 弹性 允许开裂，控制钢筋应力水平 能 目 越层拉杆 弹性 不屈服 标 与拉杆相连的水平SRC梁 弹性 不屈服 与拉杆相连的型钢柱 弹性 不屈服
方案一（图4）将立面大悬挑的斜拉杆设置在四层至 六层处：方案二（图5）将立面大悬挑的斜拉杆放置在屋顶层，设置钢柱用于悬挂四层至七层楼面.
2#楼 的特点在于其四层以下楼板缺失严重，如将斜拉杆放置在四层至六层，那么三层与四层的抗剪承载力之比 仅0.5，导致三层与四层之间抗剪承载力的突变，形成软弱层，对抗震不利.
如将斜拉杆放置在六层至屋 顶层，可以避开三层这个薄弱层，最终控制其抗剪承载力之比在0.8以上，而且由于悬挑侧采用钢结构使 090 8 5.F .5.T 4E 上 图4方案一斜拉杆设置在四层至五层 图5方案二斜拉杆设置在六层至七层 5.2竖向地震反应谱分析与内力 由于悬挑长度较大，设计时应考虑其竖向地震作用影响，分别采用ETABS（反应谱）和PKPM的简化 算法进行比较.
ETABS软件采用的竖向反应谱曲线，其形式与水平反应谱一致，仅是将竖向地震影响系数 最大值取为水平方向的65%，即0.65x0.08=0.052（小震），0.65x0.23=0.1495（中震）.
从计算结果可以看到， 竖向振型的周期均位于地震影响系数曲线的平台阶段.
) ED CZ XC1 -3 CKZT 图6拉杆编号示意图
从计算结果看到，在竖向中震作用下，拉杆XC1、XC2、XC3轴力标 准值与重力荷载代表值的比约为8%，XC4的竖向地震作用与重力荷载代表值之比为0.27.
作为对比，下表为PKPM软件采用规范简化方法计算得到的拉杆内力： 表3PKPM规范简化方法计算内力（表格中的内力为轴力标准值，单位KN） 荷载工况 XC1 XC2 XC3 XC4 竖向地震作用（中震） 338 90 336. 20 566. 70 260. 20 对比可见，PKPM软件采用规范简化方法计算得到的竖向地震作用，比ETABS软件的结果偏大.
因此， 对拉杆进行中震不屈服承载力验算时，使用PKPM的计算结果（包含竖向地震作用）是可行的，偏于安全 的.
5.3立面大悬挑结构舒适度评估 ETABS软件无法进行仅包含竖向振动分量大动力特性分析，计算时按考虑三向振动进行分析，包含x、 y、z轴以及绕x、y、z轴共六个方向.
根据各阶振型质量参与系数，可判断结构各模态的主振动方向.
在所计算的全部75个振型中，含27个竖向振型.
其中，大部分振型为楼板的局部竖向振动、悬挑钢梁的 局部振动：大跨悬挑处的整体竖向振型为第38、49振型（图7和图8）.
图7振型38-沿轴线2-A”立面 图8振型38-沿轴线2-3”立面 第38阶振型周期为0.2425s，第49阶振型周期为0.2239s：其竖向振动频率均大于4Hz，满足《高层
参 考美国公共事务管理局（GeneralServiceAdministration）制订的“GSA导则”及我国《高层建筑混凝土结 构技术规程》，采用转变传力途径法，即拆除构件法进行抗连续倒場分析.
在本工程中，以支撑大悬挑楼面的钢管拉杆为关键构件，假定4根越层拉杆均因突发事故作用而失效 （图9），在重力荷载作用下转变传力途径进行结构内力重分布弹性静力分析，由此验算结构悬挑端悬挑钢 梁、钢柱的截面承载能力.
根据《高规》的规定，构件截面承载力计算时，混凝土强度可取标准值：钢材强度，正截面验算时， 可取标准值的1.25倍，受剪承载力验算时可取标准值.
仍然采用SATWE软件进行分析，在原有结构模型 中拆除4根拉杆，并人工定义上述荷载组合（图10），进而得到悬挑端钢梁、钢柱的荷载效应设计值.
人 工定义荷载组合如下图7.4.9.1所示，计算模型三维示意图如下图7.4.9.2所示.
组合号 1 活 3向同驰T向风乾 -0. 200 0.000 3 0.400 00P 0.000 0 000 0.200 0.2 图9用于验算抗连续倒場三维模型图 图10人工定义荷载组合 表4关键构件抗连续倒塌分析（轴力受拉为正，单位KN.mKN） 构件 四层 五层六层七层屋顶 构件 四层 五层 六层 七层 屋顶 内力 M 1287 1443 1393 1419 1240 M 1386 1454 1420 1419 GKL1 V 426 495 474 488 415 GKL4 334 356 346 348 358 应力 正应力 0.65 0.74 0.71 0.72 0.63 正应力 0.71 0.74 0.72 0.72 0.71 比 剪应力 0.28 0.33 0.32 0.33 0.28 剪应力 0.22 0.24 0.23 0.23 0.24 内力 M 858 925 907 918 909 M 1354 783 858 1363 GKL.2 V 236 255 250 254 266 GKZ1 N 16 88- 66 -111 应力 正应力 0.43 0.47 0.46 0.47 0.46 正应力 0.63 0.35 0.36 0.61 比 剪应力 0.16 0.17 0.17 0.17 0.17 稳定 0.00 0.29 0.30 0.53 内力 M 1619 1760 1714 1749 1589 M 1874 1047 1061 1837 GKL3 V 410 460 445 457 417 GKZ2 3 48 74 -114 应力 正应力 0.82 0.90 0.88 68°0 0.81 正应力 0.90 0.50 0.50 0.86 比 剪应力 0.22 0.25 0.24 0. 25 0.22 稳定 0.00 0.40 0.41 0.72 从验算结果看出，考虑钢材强度修正后，当斜拉杆退出工作后，钢梁的最大正应力比为0.90，最大剪 应力比为0.33：钢柱最大正应力强度比为0.90，最大稳定应力比为0.72.
当斜拉杆失效退出工作后，结构悬挑端将会形成空腹桁架受力机制，使悬挑端钢梁、钢柱形成整体受 力体系，确保了钢梁、钢柱的承载能力.
且经过对比分析，立面钢柱抗弯刚度越大，越有利于空腹桁架发
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）。
蔡辉、徐其功等-高层建筑钢结构基于性能的抗震设计研究 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层建筑钢结构 基于性能的抗震 设计研究 蔡辉 1徐其功 12李争鹏3 （1.广州市住宅建筑设计院，广东广州51000；2.广东省建筑科学研究院，广东广州510502： 3.华南理工大学土木与交通学院，广东广州510640） 提要：主要介绍性能设计的基本概念：对比我国与美国相关规范中性能设计的描述，并总结各自的特点与不足： 引出在编广东省标准《钢结构设计规程》中性能设计相关内容，针对某工程选取在编规程的性能目标D，结合 Midas-Building和Perform-3D判断满足常规设计的结构在中震和大震作用下是否满足相应的性能水准要求.
关键词：钢结构：性能设计：Perform-3D：性能水准 1前言 基于性能的抗震设计，简称性能设计，是评估高层或超高层结构、超限结构的新一代方法，中美规 范关于性能设计都有相关阐述.
在给定的地震设防水准下，建筑物的性能用性能水准来表示.
性能水准 表示建筑结构在特定设防地震作用下所达到破坏的最大程度，性能目标是在不同设防地震水平下，建筑 物所应达到的性能水准，性能目标是地震设防水准和性能水准的组合，在国内外规范中给出了不同的几 种的组合.
文献提出了与我国国情相适应的基于性能的抗震设计方法与建议，但是就性能设计整体水平 而言与一些国家相比仍显初级，尤其是对于钢结构的性能设计，尚未有相关规范作出规定.
2各规范关于性能设计的描述 2.1抗震规范与高层规范中的性能设计 《建筑抗震设计规范》GB50011-20102（以下简称抗规）将性能水准分为五个等级：基本完好（含 完好）、轻微损坏、中等破坏、严重破坏和倒塌.
性能目标分为四个等级：性能1、性能2、性能3和性 能4.不同性能要求的参考指标分为承载力参考指标和层间位移参考指标，抗规是从两个角度来评判性能 水准的：局部构件和结构整体.
为了使结构构件实现抗震性能要求，抗规以承载力控制局部构件，以层 间位移控制整体结构，抗规的性能设计侧重于通过提高承载能力而推迟结构塑性阶段，以减少塑性变形， 在必要的时候提高结构的刚度以满足使用功能上的变形要求.
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-201031（以下简称高规）将性能目标分为A、B、C、D，性 能水准分为1、2、3、4、5.
并给出了各性能目标在各地震动（小震、中震、大震）作用下的性能水准 描述.
高规要求指定构件类型，包括关键构件、普通竖向构件、耗能构件、大跨度结构和水平长悬臂构 架中的关键构件.
其中关键构件是指该构件的失效可能导致结构的连续破坏或危及生命安全的严重破坏 的构件：普通竖向构件是指关键构件之外的竖向构件：耗能构件包括框架梁、剪力墙连梁及耗能支撑等， 且高规对各个类型的构件给出了相应的计算公式.
与过去的“小震不坏，中震可修，大震不倒”这种单一的性能目标不同，现行规范对性能设计的内 容比之前有所改善，不仅多种性能目标可以选择，而且对各个性能水准的描述也够具体.
抗规和高规的 主体思想大致相同，对构件的性能水准采用承载力来控制并给出了相应的计算公式，对结构整体采用的 层间位移控制，但是抗规和高规关于性能设计有一些不同点： 作者箕介：蔡絮（1989一），男，土木工程硕土，助理工程师
（2）抗规中的承载力公式没有分类，对构件采用相同的公式.高规对不同构件提出了不同的性能水 准，依据构件的重要程度分成关键构件，普通竖向构件和耗能构件等.
（3）抗规对于各个性能水准下的层间位移限值给出了明确的数据，而高规对层间位移限值并没有详细 给出.
（4）抗规的不同性能水准下的计算公式大致上是以材料的设计值、标准值和极限值来区别的，但是对 于构件进入屈服以后还是以承载力来控制，而高规则对构件进入屈服后没有相应的验算方法.
两本规范对于性能设计的内容比之前有很大的提高，但是存在的最大的问题就是对于构件屈服以后 性能水准的描述.
此外，这两本规范最主要是针对混凝土结构.
1.2美国规范中的性能设计 本文所说的关国规范指的是FEMA3564和ASCE41-06，它们对性能设计的内容基本相同，并且对 结构构件和非结构构件的性能水准及其相对应的性能指标都有描述，这里只讨论结构构件的性能设计.
根据FEMA356中的描述，结构性能划分为立即使用（ImmediateOccupancy S-1），损伤控制范围 （Damage Control Range.S-2），生命安全（Life Safety S-3），有限的安全范围（Limited Safety Range S- 4)，防止倒塌（Collapse Prevention S-5），不考虑（Not Considered S-6）六个性能水平.
其中 S-1、S-3、 S-5、S-6为大部分结构常用的性能水平，而S-2、S-4有其他要求的用户进行特殊定制的建筑物性能水平 范围，并且对立即使用（简称IO）、生命安全（简称LS）和防止倒塌（简称CP）的性能状态有详细的 描述.
立即使用：建筑功能在地震中和地震后能够继续保持，结构没有发生损害或者发生轻微的损害.
因 结构损伤对结构对于人的生命安全和财产损失造成威胁的概率非常低，不需要修理建筑便可继续使用.
生命安全：建筑功能在地震中和地震后造成了明显损害，主体结构有较重破坏但不影响承重.
地震 时可能会造成人员的受伤，但总的来说由于结构损坏而对人员生命安全造成威胁的概率较低.
建筑需要 重新使用，必须要重新修理.
防止倒塌：建筑功能基本上丧失，主体结构受到了严重的破坏，但不至于倒塌.
震后修理难度非常 大，或者经济上不允许，不建议继续使用.
of 2 of 2 3 of Qy 1 2 3 d e 9 第1型曲线 第2型由线 第3型由线 图1力一变形曲线的三种类型 （1)构件的力-变形曲线满足第1型曲线： (2）构件的力-变形曲线满足第2型曲线： e≥2g一主、次要构件均为变形控制： e<2g一主、次要构件均为力控制； (3）构件的力-变形曲线满足第3型曲线： 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 主、次要构件均为力控制. 此外在ASCE41-06中指出，对结构侧向刚度有较大影响的构件，或者在结构侧向变形下要承受 或，可用标准化的力-变形曲线表达，如图2所示. Q 1o LS 1.0 c D 4 =0 0或△ 变形成变形比 图2标准化力-变形曲线 图3力-变形曲线表示的结构性能水准 对于“立即使用”性能水准，要求主要和次要构件的变形仅可以少量超过屈服变形或者发生可见的 破坏，并且小于极限强度对应的塑性变形（图3中C点）的0.5倍. 对于“生命安全”性能水准，要求主要构件的变形可以大幅超越屈服变形，但需小于0.75倍极限强 度对应的变形（图3中C点），次要构件则允许突破强化段，需小于0.75倍破坏变形（图3中E点）. 对于“防止倒塌”性能水准，要求主要构件可以达到极限强度但小于0.75倍破坏变形（图3中E 点），次要构件则允许构件达到其破坏变形（图3中E点）. 1.3在编广东省《钢结构设计规程》中的性能设计 在编的广东省标准《钢结构设计规程》（以下简称广钢规）中的性能设计是在我国的抗规、高规以 及美国规范中取长补短成立的. 对钢结构的性能水准判定，借鉴高规的判定方法，力控制的抗震承载力 基本上是以高规为准，层间位移角限制是以抗规来确定. 对于进入屈服的构件是以变形来控制，主要的 依据是关国规范的主体思想. 与高规一致，在编的广钢规中结构的性能目标分为四个等级分别为A、B、C和D，抗震性能水准分 为1、2、3、4、5五个性能水准，各个性能目标都对应着一组指定的结构抗震性能水准. 对不同性能水 准下的结构设计如下所示： （1)第1性能水准的结构，应满足弹性设计要求，满足弹性层间位移角的限值. 在多遇地震作用下， 按常规设计，其承载力和变形应符合本规范的有关规定：在设防烈度地震作用下，结构的抗震承载力应 满足S≤R1E （2)第2性能水准的结构，基本处于弹性状态，层间位移角可略大于弹性位移限值，耗能构件的变形可 少量的超过弹性变形. 在设防烈度地震或预估的罕遇地震作用下，关键构件、普通竖向构件的抗震承载 力及耗能构件的力控制效应的承载力宜满足ySgYaSY≤R/7：耗能构件变形控制时 承载力应满足SS0.4S≤R (3)第3性能水准的结构应进行弹塑性分析，层间位移角不大于2倍弹性位移限值. 在设防烈度地震 或预估的罕遇地震作用下，关键构件力控制效应的承载力应满足ySYYE≤R/7kE； 关键构件的变形控制效应的承载力以及普通竖向构件、耗能构件的力控制效应时的承载力应满足式 SS0.4S≤R、Sa0.4SS≤R. 部分普通竖向构件及耗能构件的变形控制效应进入 屈服阶段，普通竖向构件的塑性变形小于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）的0.5倍. 耗能构件 的塑性变形小于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）的0.75倍. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 （4）第4性能水准的结构应进行弹塑性分析，在设防烈度地震作用下层间位移角不大于3倍弹性位移 限值（性能目标D），在罕遇地震作用下层间位移角不大于4倍弹性位移限值（性能目标C）. 设防烈度 地震或预估罕遇地震作用下，关键构件力控制效应承载力应满足ySg7BY≤R/YnE，关 键构件变形控制效应、普通竖向构件、耗能构件力控制效应承载力应满足SS0.4S≤R、 S0.4SS≤R. 部分普通竖向构件及耗能构件的变形控制效应进入屈服阶段，普通竖向构件 的塑性变形小于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）的0.75倍. 小部分耗能构件允许出现较为严重 的破坏，塑性变形小于最大塑性变形（图2中E点）的0.75倍. （5)第5性能水准的结构应进行弹塑性分析，层间位移角满足弹塑性位移限值. 在预估的罕遇地震作 用下，构件的力控制效应的抗震承载力宜满足式SS0.4S≤R、S0.4SS≤R. 较 多的竖向构件进入屈服阶段，塑性变形应不大于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）：允许部分耗 能构件发生比较严重的破坏，塑性变形应小于最大塑性变形（图2中E点）. 广钢规对钢结构的性能设计有很好的阐述，规范中不仅像高规一样将构件分为关键构件、普通竖向 构件和耗能构件，而且分别对这三种不同的类型的构件用不同的控制指标. 对未屈服的构件，分为力控 制效应的承载力和变形控制效应的承载力，而对已经进入屈服的构件，也给出了明确的变形值. 所以这 本规范的性能设计对各个性能水准的描述是“双控制”即力控制和变形控制. 3工程案例 本工程结构体系为框架核心筒，外围是钢框架，内筒是中心支撑组成的抗侧力体系. 结构模型的总 高度为155.2m，如图4所示. 抗震设防烈度8度，设计基本地震加速度0.20g，设计地震分组第三组， 场地类别111，丙类建筑，结构重要性系数为1.0. 图4工程结构模型示意图 3.1弹性时程分析与反应谱分析 按照抗规，选取三组加速度时程曲线一一两组天然波和一组人工波. 天然波选取EICentroSite波 （简称EI-cent波）和SanFernando波（简称Sanfer波），人工波是由软件SIMQKE生成. 图5是将三条波在 本工程对应的多遇地震作用下未调幅的时程数据，三条地震波与反应谱影响系数的对比如图6及表2所示. 112 - (a) EI-cent 波 (b)Sanfer 波 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0.35 03 设计谱 ..-El cent . sanfer波 人工波 0.05 2周碘(秒) 6 （c）人工波 图6三条地震波与反应谱影响系数的对比 图5三条地震波 表1结构主要振型周期点上的地震影响系数误差 阵型 影响系数误差（%） EI-cent 波 Sanfer 波 人工波 平均 1 12.6 48. 3 17.1 14.6 2 0.9 37.2 22.0 4. 6 3 11.5 28. 4 9.2 8. 7 由上可以发现，在结构主要振型的周期点上，这三组地震波地震影响系数的平均值与振型分解反应 谱相差不大于20%，满足规范在选择地震波关于影响系数方面要求. 在主要的结构计算方向上，由多组地震波计算的结构基底剪力平均值不应小于振型分解反应谱法计 算结构的80%，同时多组地震波的平均值也不应大于120%. 此外，每条地震波的计算结果不应小于65%也 不应大于135%. 由表2知，基底剪力也满足要求. 表2基底剪力的对比（单位：kN） 方向 反应谱 EI-cent 波 Sanfer波 人工波 平均 x 6159.5 5310.1 86.2% 5613. 1 91. 1% 6039. 9 98.1% 5654.4 91.8% Y 5910. 4 6079. 0 102. 9% 5323.0 90. 1% 5480.7 92. 7% 5627.6 95. 2% 弹性时程分析时输入上述三条地震波，沿着X和Y向分别输入，由于地震波有往复性，把每个楼层层 间位移角绝对值最大值记录起来，最后将弹性时程分析法得到的层间位移角与反应谱法得到的进行对比： 在X方向，三条波的层间位移角的最大值分别为1/373、1/413和1/316，最大值1/316比反应谱法的1/338 稍大：在Y方向，三条波的层间位移角的最大值跟别为1/382、1/436和1/298，最大值1/298比反应谱法的 1/284稍小. 总之，三条波在X和Y方向的层间位移角均满足规范在弹性设计中限值1/250的要求. 3.2性能分析 对上述工程进行性能分析，使用广钢规中的方法，采用层间位移角控制整体，采用承载力和变形控制 局部构件. 对本工程，高度未超过A级高度以及结构较规则：常规设计时，结构的层间位移角较接近规 范弹性设计的限值，综合考虑建筑的使用功能要求，选择性能目标D. 工程中没有构件定义为关键构件， 框架柱为普通竖向构件，框架梁为耗能构件，支撑为普通竖向构件. 上节中所选地震波已满足弹性时程 的要求，并且地震波的峰值加速度为0.0714g，在中震和大震做弹塑性时程分析，分别将已选的三条波调 幅且调幅后的峰值加速度分别为0.20g和0.408g，下面将对结构整体和局部构件分别验算. 对于性能目标D，在中震作用下层间位移角不宜大于3倍的弹性位移角限制，在大震作用下层间位移 角要满足弹塑性位移角限值. 对于钢结构中震和大震的层间位移角限值分别为1/84和1/50. 本工程经验算X方向中震地震波中的最大层间位移角分别为1/94、1/133、1/92，Y方向中震地震波 中的最大层间位移角分别为1/104、1/135、1/95，均小于限值1/84：X方向大震地震波中的最大层间位 移角分别为1/59、1/82、1/54，Y方向大震地震波中的最大层间位移角分别为1/55、1/83、1/57，均小
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）。
蔡国强-钢筋混凝土梁挠度计算方法研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢筋 混凝土梁挠度 计算方法 研究 蔡国强 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司PKP设计软件事业部，北京100013) 摘要：简要介绍了国内外规范钢筋混凝土梁挑度计算公式的原理及PKPM施工图程序对我国规范公式的程序实 现.
用一个简单实例对程序计算结果进行了分析，并对相关常见问题进行了讨论.
新版施工图程序PAAD 开发了新的计算程序，其计算方法更合理，计算结果更准确.
关键词：钢筋混凝土梁：捷度： Calculation method of deflection of reinforced concrete beam Cai Guoqiang (China Academy of Building Research CABR Technology Co. Lad. PKPM Design Software Department Beijing 100013 China) Abstract: Briefly introduced the calculation method of deflection of reinforced concrete beam and the program realization by PKPM. The calculation results were analyzed and the mon problems of the PKPM construction drawing program to calculate the deflection were discussed. The construction drawing program PAAD developed a new calculation method whose is more reasonable more accurate results. Keywords: reinforced concrete beam; deflection 0引言 我国现行混凝土结构设计规范采用以概率理论为基础的承载能力极限状态和正常使用极限状态的设 计方法.
承载力极限状态验算保证结构的安全性，正常使用极限状态验算保证结构的适用性和耐久性.
下 面简要介绍钢筋混凝土梁挠度计算的原理及PKPM的程序实现及结果分析，并简单给出了减小浇度的措施.
1混凝土梁挠度计算方法简介 材料力学中，理想匀质弹性材料梁，挠度的计算公式为： f=s M1 EI (1) 但钢筋混凝土梁的挠度计算并不能直接使用上述公式.
这是因为混凝土的变形模量不是常量，且钢筋 混凝土梁随着受拉区裂缝的出现和开展，截面的惯性矩不断减小，也不是常值.
此外，混凝土具有收缩、 徐变的特性，在荷载长期作用下浇度将进一步增大.
因此，钢筋混凝土梁的计算需解决两个问题：短期刚 度的确定及荷载长期作用下挠度的增大.
对普通钢筋混凝土构件的挠度计算，国内外学者进行了大量研究，并提出了不少挠度计算方法，主要 有：有效惯性矩法、刚度解析法、曲率积分法以及直接双线性法.
作者简介：蔡国强（1976一），男，博士，副研究员
= (M） ≤1 M. (2) 曲率积分法是通过计算构件的曲率而得到挠度值，被俄罗斯标准所采用： f={M {} dx (3) 其中，构件总曲率的计算分别考虑了受拉区无裂缝和有裂缝的情况.
直接双线性法的主要思路是先分别计算出无裂缝状态和全裂缝状态下的曲率，再用插值公式计算出其 中带裂缝状态下的曲率，并通过考虑徐变收缩对曲率的影响，然后用数值积分法分别计算出收缩变形产生 的挠度和荷载作用产生的浇度，取两者之和便得到最终的浇度.
欧洲规范采用此种方法计算挠度： （5-1）²5= (4) 我国规范采用刚度解析法来计算短期刚度，其公式是根据国内外大量试验所证实的平均应变符合平截 面假定这一事实推导出来的².
在推导过程中，受拉钢筋的平均应变6=WM/EAmh.
考虑了裂缝间 受拉混凝土工作对钢筋变形的影响，其中W为钢筋应变不均匀系数：受压混凝土边缘纤维平均应变 6=M/CbhE.考虑了出现裂缝后受压区混凝土工作特点和弹塑性性质以及压应变沿构件纵向分布不 均匀影响，其中为混凝土受压区边缘平均应变综合系数.
短期刚度B.
的计算公式可由@= 1MK rB （平衡条件）、= =m （几何条件）推导而得： rh B =- EAh E Ah² (5) 1.15y 1 3.5y 式（5）即为混凝土结构设计规范钢筋混凝土梁的短期刚度计算公式，公式分母第一项为考虑受拉钢筋平 均应变的影响，第二项为考虑受压混凝土平均应变的影响.
由式(5)可以看出，钢筋混凝土梁的短期刚度与截面弯矩相关.
因为梁在跨度范围内各正截面弯矩是不 等的，故各截面短期刚度也不相同.
为简化计算，规范规定在等截面构件中，可假定各同号弯矩区段内的 刚度相等，并取用该区段内最大弯矩处的刚度.
当计算跨度内的支座截面刚度不大于跨中截面刚度的两倍 或不小于跨中截面刚度的1/2时，该跨也可按等刚度构件进行计算，其构件刚度可取跨中最大弯矩截面的 刚度.
因为弯矩最大处的截面刚度最小，故规范的这种处理通常称之为最小刚度原则.
按最小刚度原则计 算受弯构件的挠度可理解为偏安全，且误差一般不超过5%.
另外，一般情况下梁剪力将产生一定的剪切 变形，这将增大受弯构件的挠度，因此按最小刚度原则进行计算也比较符合实际情况.
由于徐变和收缩等原因引起的荷载长期作用下的变形增大，我国规范用长期挠度增大系数来体现.
由 于GB50010-2002规定，受弯构件的最大挠度应按荷载效应的标准组合并考虑荷载长期作用影响进行计算， 故需将挠度计算分为两部分：第一部分是由准永久值M.
产生的挠度，此部分需考虑长期挠度增大：第二 2
)产生的烧度，此部分不需考虑长期挠度增大，即f=S一 .
[3] B B 考虑到真正工程中的实际结构变形远小于基于试验室研究计算公式的结果，及实际工程中构件的支座约束、 双向作用、拱效应和非结构层的实际抗力等因素，通过工程调查和试验分析，GB50010-2010对钢筋混凝 土受弯构件的变形验算方法进行了修正，采用荷载的准永久组合进行挠度计算.
因此，钢筋混凝土受弯 构件挠度的计算公式统一为 ，长期刚度B=B/9.
规范根据国内长期试验结果并参考国 外规范规定，给出长期挠度增大系数的计算公式：[ 0= 2.00.4 (6) p 综上所述，对于钢筋混凝土受弯构件挠度的计算，中国规范采用基于平截面假设的刚度解析法来计算 短期刚度，公式的推导是比较严密的，且有可靠的试验根据.
由于短期刚度与截面弯矩相关，规范采用最 小刚度原则进行简化计算，这种处理方法误差小、偏安全，符合实际情况.
对于荷载长期作用下的变形增 大，规范用长期挠度增大系数来体现.
2混凝土梁挠度计算PKPM程序实现 PKPM程序分别计算了弹性挠度及长期挠度，前者在计算软件（SATWE、PMSAP）中计算，后者在施 工图程序中计算.
计算软件是有限元空间结构分析程序，经由有限元分析后，即可得到节点位移及梁单元的挠度变形.
需注意，这里给出的计算结果为弹性挠度，即按照构件弹性刚度计算出的理论值.
因此，此值不可用作规 范要求的正常使用极限状态的浇度验算.
CFG版梁施工图程序承接计算软件内力分析结果，对每一跨梁计算长期刚度，然后用分段图乘的方法 计算出长期挠度.
程序具体的计算步骤为： （1）从计算软件读取单工况梁跨恒载、活载、温度荷载作用下的弯矩，并按照设计师给出的活荷载 准永久值系数进行荷载组合，得出准永久组合下的梁跨弯矩： （2）将梁跨分为左、右负弯矩区段及跨中正弯矩区段，分别找到每个区段的最大弯矩值，再根据截 面的实配钢筋等相关参数计算短期刚度、长期刚度.
如果为悬臂梁，则取悬臂根部截面计算短期、长期刚 度： （3）取梁跨长度的简支梁为虚拟状态，求得虚拟状态弯矩，再用分段图乘的方法求得梁跨的挠度.
从上述计算步骤可以看出，CFG版施工图程序用荷载的准永久组合，按“最小刚度原则”分区段计算 长期刚度，并采用结构力学图乘法计算挠度值.
3CFG版施工图程序挠度计算结果分析 下面用一个简单的例子对施工图挠度计算进行校验并对计算结果进行分析.
如图1所示模型，纵向跨度9m，横向跨度6m，无楼面荷载，梁上施加10KN/m均布恒载， 无活载作用，不计自重.
4号梁截面尺寸300mm×500mm，C30混凝土，两端铰接，梁施工图中，4号梁 3
图1模型透视图 图2构件编号简图 2 图3梁施工图挑度计算结果（mm） 因结构布置及荷载对称，故4号梁可看作是受均布恒载的简支梁，其跨中挠度的理论弹性解： f= 5gl = 3.857×10²m 384 EI (7) 由梁长期挠度的推导过程可知，若梁跨内各截面的长期刚度相等，则可将弹性挠度乘以EI/B，即可 得到长期挠度.
因简支梁只有正弯矩区段，故4号梁满足将弹性挠度转化为长期挠度的条件.
查看4号梁的挠度计算书，可知： EI = 43.75 ×10° (KN m²) (8) B= 15.3×10²(KNm²) (9) EI = 11.029×10-²m (10) 与CFG版施工图程序的计算结果10.9mm基本吻合.
分析其与理论值的误差来源，是因为计算软件计 算得到的梁的弯矩图是离散的点连接成的折线图，而理论弯矩图是二次曲线.
因此，CFG版施工图程序计 算出的长期挠度略小于理论值.
另外，由式（11)所示的位移计算公式可知，精确的位移计算应包括弯矩项、轴力项、剪力项、温度引 起的弯矩、轴力项，以及支座位移.
= WN EA GA
4PKPM施工图挠度计算常见问题解析 （1）施工图程序按照单跨简支梁计算挠度，与实际结构中多跨连续梁受力状态不一致：施工图程序 未考虑交叉梁系彼此之间的支承作用，计算结果偏大.
这种看法是不正确的.
因为CFG版施工图程序接力计算软件整体分析结果，计算所使用的单工况弯矩 均为空间分析结果，考虑了交叉梁系彼此之间的支承作用.
单跨简支梁只是在图乘法计算时选用的虚拟结 构.
（2）施工图程序未考虑支座节点位移，梁挠度计算结果不准确.
CFG版施工图程序计算梁的挠度，确实没有考虑因支座节点位移产生的梁的位移，但一般情况下，梁 的浇度是指梁内节点绝对位移与梁端节点绝对位移的差值，即浇度是梁内节点相对于梁端节点的相对位移.
（3）施工图程序计算交叉梁系时，纵向梁与横向梁挠度在交叉点不一致，与实际的变形协调不一致.
由前述长期挠度的计算原理可知，CFG版施工图程序计算挠度时采用的弯矩取自变形协调的弹性分析 阶段，但长期刚度的计算公式并不完全是基于弹性理论的.
因此，当梁进入开裂阶段刚度发生变化时，梁 内力将发生变化，由此产生的计算误差导致了梁系交叉点出现挠度不一致的情况.
5Autocad版施工图程序（PAAD）挠度计算 为弥补原CFG版施工图程序挠度计算的不足，PAAD程序开发了新的计算方法，其计算方法更合理， 计算结果更准确.
其计算原理如下： 首先，按照梁的弹性刚度计算出内力并进行配筋，再按照规范公式计算梁的短期刚度，对于有正、负 弯矩区段的梁，用加权平均的方法确定整段梁的短期刚度.
其次，在结构上施加准永久荷载，使用上一步计算得出的短期刚度作为梁的刚度，进行结构力学有限 元分析.
用求得的短期刚度下的弯矩及实配钢筋，可再次计算出梁的刚度.
再次，对第二步进行选代，直至求出收敛的内力和短期刚度.
最后，将收敛时的位移再乘以长期挠度增大系数9，就得到了梁的长期挠度.
此种方法的优点在于用选代的方法准确计算了梁在开裂阶段的内力及短期刚度，再考虑长期挠度增大 因素，符合规范规定，可保证梁系交叉点挠度一致.
6结语 综上所述，CFG版梁施工图程序接力计算软件整体分析结果，用荷载的准永久组合，按“最小刚度原 则”分区段计算长期刚度，并采用结构力学图乘法计算挠度值.
但是，由于没有考虑支座位移，所以无法 得知梁的总竖向位移，计算出的结果是相对于支座的位移.
另外，由于图乘时采用的是弹性阶段弯矩，当 梁进入开裂阶段刚度发生变化时，梁内力将发生变化，由此产生的计算误差导致了梁系交叉点出现挠度不 一致的情况.
新版施工图程序PAAD用选代的方法准确计算了梁在开裂阶段的内力及短期刚度，符合规范规定，可 5
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）。
蒋黎-浅论八度设防区高宽比对高层剪力墙结构的影响.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 浅论 八度设防区高宽比 对高层 剪力墙 结构的影响 蒋黎 云南省设计院集团，昆明650032 摘要：高宽比是结构抗侧刚度、整体稳定、承载能力和经济合理性的宏观控制指标，以等效宽度合理指标控制高宽比， 八度区高宽比不应大于7.0. 关键词：八度区：剪力墙结构：高层建筑：结构设计：高宽比不规则：隔震：高烈度 1引言 随着高层建筑及高层住宅建筑的大量新建，建筑体型越来越新颖，“超薄建筑”也随之大量涌现.
地 产项目的住宅商品越来越推崇居住品质，从建筑户型上来讲板式住宅由于其通风采光等优势成为地产项 目的一股潮流.
但随之而来的就对建筑的进深提出越来越严苛的要求，建筑高宽比也随之不断攀升，这 给结构设计带来了很多困难.
本文结合笔者的几个工程案例，对8度区普通高层剪力墙结构设计与高宽 比的关系，进行如下粗浅的分析.
2规范要求 建筑结构应具有充分的刚度，在高层建筑设计中，侧向刚度为主要考虑的因素，这是因为必须限制 水平位移，防止产生二阶P△效应使建筑失稳，另外必须控制位移在一个相当小的范围内，使结构处于 弹性状态工作.
结构必须具有充分的刚度，避免柔性状态工作以致使建筑过于敏感.
抗侧刚度的主要控 制参数，我国有关规范均采用控制层间位移角来实现（即层间最大位移与层高之比）.
而层间位移的控 制就是对构件的截面大小、刚度大小、抗侧构件的设置，如平面的设置（框架跨数、剪力墙间距长度） 等，竖向的设置（高度、层数、层高），这样就关联到了整个建筑的高宽比这样一个宏观控制的相对指 标.
高层建筑混凝土结构技术规程规定：A级高度钢筋混凝土高层建筑结构的高宽比不宜超过表 4.2.3-1的数值：B级高度钢筋混凝土高层建筑结构的高宽比不宜超过表4.2.3-2的数值.
作者簧介：蒋擎（1983）.男、本科，工程师
高层板式建筑（住宅或酒店），从使用角度而言，其合理最大进深一般为15～ 16m 8度设防区当结构高度接近或超过100m，必然带来高宽比接近或超过限值的间题.
高宽比可以作为一 个宏观控制指标对结构形体的合理性作一个初步判断.
在特定的建筑形体要求下，高宽比指标接近或超过 限值时，可结合层间位移角、刚重比等计算指标对结构进行较精确的综合分析.
3高宽比计算方法 高宽比计算方法统一采用结构竖向构件外轮廊（不包含出挑部分），求此范围最小回转半径i，高 宽比=H/3.5i.当体型为规则标准平面，3.5i=最小投影宽度.
4工程案例分析 4.1案例一：昆明某酒店（8度，0.2g，第三组，二类场地，总层数31层）原设计结构平面布置为 L=51.95m，B=17.75m.
本文分析将进深B不断收进，通过对不同进深的结构进行计算，找出其变化的规 律.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 51950 外宽由17.75m基至16.00m.15.00m.14.00m.13.00m12.00m 结构布置包括剪力境长度、厚度、深截面）完全相同 结构外轮廊 截面性质 B=17. 75m B=16. 00m B=15. 00 B=14. 00m B=13. 00m B=12.00 结构高宽比 H/B (H均为 5.59 6. 21 ↑ 6.62 7. 09 ↑ 7. 63 ↑ 8.28 ↑ 99. 30n) 外轮廊截面 2. 42x10° ↓ 1.77x10* ↓ 1. 46x10” ↓ 1. 18x10 ↓ 0. 95 x 10 ↓ 0. 75 × 10* 惯性矩Iy M' M' M' 外轮廊截面 2.7x10′² ↓2.2x10 ↓ 1. 9x10 ↓ 1. 68x10 1 1. 46x10” 1. 25x10° 抵抗矩Wy M’
单位： 扭点 ↓4.6x10* → ↓ 4. 31x10 kn. n) 刚重比y向 6. 94→ ↑8.31 ↑9.39 10.45 EJd/GH**2 拐点 10. 18 ↓9.99 Fyy向底部剪 14740. 83→ 15509. 81 ↑ 15994. 39 16652. 47 力（KN） 拐点 116494. 7 ↓15860. 5 Fy/ EJd (μn-2) 3 90x10°→ ↓ 3. 65x10 ↓ 3. 53x10 3.50x10 扭点 ↑ 3. 54x10 ↑ 3. 67x10² 通过对此案例计算对比能够清楚得出：完全相同的荷载条件，完全相同的剪力墙布置，完全相同梁 系（不同的线刚度）结构布置，当B=14.00m时，对应的高宽比7.09，Y向（弱轴方向）结构刚度最大， 下面通过另一个案例对此结果进行佐证： 4.2案例二：昆明某住宅（8度，0.2g，第三组，三类场地）原设计结构平面布置为下图.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 XT 外廊千层户型一站构右置图 1:100 民影区城滩深 其余结构布置完全相网 外席平层户型二结构布置图一 1: 100 下图用影区域Y向费场厚350mm满基为500mm 其余Y厚200mm满整为300mm 其余物布夏光全相网 外路平层户型二结构布量图二 1: 100
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）。
1
…
164
165
166
…
2,206