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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 本次试验在B类地貌下进行.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 就本工程而言，由于建筑外形为平行四边形，倘若建筑物表面作用均匀分布的风荷载，那么，只 存在因荷载中心和建筑物形心不重合时所产生的扭矩作用.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 据此，设计方对结构进行了调整，在侧面增设了垂直支撑，如图7.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 另外，对前后模型开展了对比分析，如140度风向时，前后两种结构模型计算所得的结果如下表： 表3新旧模型位移和基底力对比 平均（单位：N-m） 脉动（单位：N-m） Y向位移 Fx(*e6) Fy(*e6) Mz(*e7) Y向位移 Fx(*e6) Fy(*e6) Mz(*e7) 原 0.175 -3.04 19.3 -27.9 0.051 3.52 4.50 6.02 新 0.144 -3.04 19.3 -27.9 0.042 3.35 4.37 4.88 由表可见，由于外形未发生变化，基底平均力没有变化.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 在南北塔楼的20~21层（标高79.1~86.3米，图1、图2）设置连接两塔的钢连廊，钢连廊采用空间 钢桁架结构（图3），宽6.6米，高6.8米，跨度45.0米，分为楼面和屋面两层，均采用现浇钢筋混凝 土楼板（自承式钢筋桁架模板）.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 米处有一大跨度的钢结构连廊与两塔楼连接，所以本工程属抗震特别不规则建筑，应进行超限工程抗震审 查.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2（X向风荷载作用下支座剪切变形） 支座编号 1 2 3 4 剪切变形 x 11. 03 11. 03 11. 04 11. 04 （mm） y 0.70 0.70 0.70 0.70 本工程连廊两边支座搁置在塔楼框架梁上，桁架端部伸入塔楼，距框架梁边700毫米，防止在罕遇地 震下坠落，并在每个支座对应部位设置连接钢桁架与框架柱的防坠落装置，提供防坠落的第二道防线.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 系见图1，网架结构的三维组合模型见图5.

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%

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 N5采用钢筋混凝筒体-悬挑桁架结构体系，见图3.地震作用和风荷载所产生的剪力及倾覆力矩，均 由筒体承担，最终传至基础.

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，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 内层管帘的上水平轮和外层管帘的下水平轮位于同一高度，轨道合用，使得风载荷形成的支座反力可以相 互抵消，增加支座刚性，如图7所示.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 筑面积90111㎡，使用功能为科研办公.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 4考虑上部结构刚度的有限元计算 4.1筏板基床刚度系数 在高层带裙房的筏板基础中，上部结构、基础、桩土的刚度分布及相互作用都会对沉降计算产生影响.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构传来的不均匀荷载的能力，基础沉降差异减小，荷载较大的C区右上角楼电梯间处，由不考虑上部结 构刚度的45mm减少为22mm;塔楼下核心筒与外框柱间桩反力由差异性较大变为趋于均匀，裙房与车库过渡 区筏板内力和配筋有效降低，基础设计更加经济合理.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 so 250 200 150 106 9 -10 齐 -100-80 0 -20 20 rm rm 图2横向残余应力 图3纵向残余应力 进行焊接温度场的分析必须确定材料的热物理参数有：热传导系数（w/m*C）、对流系数（W/m²C）、 密度（Kg/m²）、比热（J/Kg*C）、熔点（C）、热焙（J）以及结构的初始温度（C）：针对应力应变场模拟 必须要确定的热物理参数有：波松比、弹性模量、热膨胀系数和屈服极限等参数.

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.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 PC8T26 d4 （)du d20 2000 d12 d52 1800 d76 d100 1600 d36 1400. 1200 1000 800 600 400 200 100.9 1'002 300.7 400.6 500.5 600.4 700.3 000.2 900.1 1000 tin*(=) 图4节点温度随时间的变化曲线 从上图中可以看出，整个焊接热过程中，各点的温度随时间变化十分不均匀，在开始阶段温度升降剧 烈，随后渐趋平缓，最后降至室温，靠近焊缝区域的温度变化比较快，而远离焊缝区域则变化比较慢，与 实际相符，基本表明了焊接温度模拟场模拟的正确性.

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.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 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3所示。

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 ②836.8270. 0282.64E132. 45E130.1316 不拆除构件③-③836. 8270.0288.37E-145. 36E140.1316
@-④-836.8272.44E-13-0. 0280.13162.54E-13 ①-③-836.8274.62E-140.0280.13162. 5E-14 @-②-1040.316. 6541. 76E131.18E1319. 864 ③-③-1040.31. 47E-1316. 65419. 8647. 66E14 纯框架结构@-④1040. 32.09E-1316. 65419. 8641. 67E13
①-③1040.316. 6543. 7E159.2E1419. 864 @②-1720.25-28.9998.78210. 061934.0133 布置少量剪③-③1721.3328. 9938. 79210.083433. 9972 力墙的框架1720. 2534.0133 结构@④8.78228. 99910. 0619
①-③1721. 338. 79228. 99333. 997210.0834 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.钢框架抗连续倒墙研究综述[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例墙的研究[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。

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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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1不同场地的特征周期 设计地震分组 场地类别 II I IV 第一组 0.20 0.25 0.35 0.45 0.65 第二组 0.25 0.30 0.40 0.55 0.75 第三组 0.30 0.35 0.45 0.65 0.90 Fx =aG (1) 0.05- y=0.9 0 7=1- 0.05- 0.08 1.6 Fx-结构总水平地震作用标准值 G.

-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)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 跨中最小配筋率 （%） max (0. 3 65 ft/fy) max (0. 25 55ft/fy) max (0. 20 45 ft/fy) 架立筋 和筋形式有关 和形式有关 和筋形式有关 错固长度 1=C1，C取1.15 1=C1.，<取1.15 1=<1.，<取1.05 搭接长度 1=1 1 =<1 1 =C1 表3框架柱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 箍筋最大间距 nin (6d 100mm) min (8d 100mm) min (8d 150mm) 最小直径 10m 8 8 筋 肢距要求 不宜大于200mm max (20d’ 250mn) max (20d” 250mm) p≥入 fc/fyv p ≥入 fc/fyv p≥X fc/fyv 体积配箍率（%） 且不得小于1% 且不得小于0.8% 且不得小于0.6% 拉筋 规范无具体要求 规范无具体要求 规范无具体要求 中柱、边柱最小配 筋率 1% 0.8% 0. 7% 纵向 钢筋 角柱最小配筋率 1.1% 0.9% 0.8% 架立筋 与箍筋形式有关 与箱筋形式有关 与箍筋形式有关 错固长度 1=.C取1.15 1=《1.<取1.15 1=1<取 1. 05 搭接长度 1 =C1 1 =C1 1 =C1 混凝 轴压比限制 0.65 0.75 0.85 截面受剪确定 根据剪力确定 根据剪力确定 根据剪力确定 注1：d为纵向钢筋直径，h为梁截面高度：d”为箍筋直径. 2：表中所列为一般情况. 2工程算例 2.1工程概况 某6层框架结构办公楼位于西安市长安区，抗震设防烈度为7度（0.15g），地震设计分组第一组. 平 面尺寸为40.5m×19.0m，纵向梁截面为250mm×500mm，横向梁截面为400mm×700mm，柱截面根据不同场 地类别的轴压比限制和截面抗剪能力确定. 首层层高4.9m，2~6层层高3.9m，总高24.4m. 混凝土为C25， 梁柱纵筋采用HRB400级，梁柱箍筋及板配筋为HRB335级. 设计使用年限为50年：结构重要性系数1.0， 修正后的基本风压0.35kN/m，地面粗糙程度C类，考虑风振，风荷载体形系数为1.3. 周期折减系数0.9， 梁端负弯矩调幅系数0.85，柱设计不考虑活荷载折减. 首层结构平面布置如下图所示. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 40500 图1结构平面布置图 2.2工况设计 根据《规范》规定，当该框架结构办公楼分别位于I、ⅡI、Ⅲ类场地时，抗震构造措施采取的抗震等 级分别为三级、二级、一级，而其他抗震措施均可按二级计算，工况设计如下表所示. 表4工况设计 工况- 工况二 工况三 场地类别 1类 Ⅱ类 m类 构造措施采用的抗震等级 三级 二级 一级 2.3主要结构材料用量统计汇总 根据《规范》规定，利用结构设计软件PKPM进行结构设计与计算，得出相同建筑结构在不同场地 类别条件下的主要结构材料的用量，对其中的混凝土和梁柱部分的钢筋用量（板的钢筋用量无变化）进行 对比，结果如下表所示. 表5不同场地类别条件下结构主要材料用量对比 工况 工况二 工况三 主要结构材 混凝土（n） 1176.64 1223. 09 1223. 09 料用量 梁钢筋（t） 49. 99 54.49 68. 51 柱钢筋（t） 35.01 44.84 62. 11 2.4结果对比分析 （1）混凝土的主要用量增加的原因为，在Ⅱ、Ⅲ类场地条件下，由于抗震构造措施采用更高的抗震等 级，采用了更严格的轴压比限制，导致柱截面增加使得混凝土用量增加，增加约4%左右. （2）相对于I类场地条件，II、IⅢ类场地条件时，梁的钢筋用量分别增加9%、37%，柱的钢筋用量分 别增加28%，77%. 3结论 （1）相对于I类场地，当建筑结构位于ⅡI、Ⅲ类场地时，结构混凝土用量增加4%. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 （2）相对于I类场地，当建筑结构位于ⅡI、IⅢ类场地时，结构钢筋总用量增加17%、53%. （3）场地类别的改变对梁钢筋的用量影响，略小于对柱钢筋用量的影响. 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]GB50010-2010 混凝土结构设计规范[S].北京.中国建筑工业出版社.2010. [3]GB50223-2008. 建筑工程抗震设防分类标准[S].北京. 中国建筑工业出版社.2008. [4]吕悦军等.场地类别条件对地震参数影响的关键问题[J].震灾防御技术2008，6（3）. Lv Yuejun. The key issue of site classi fication paraneters that affect the conditions on earthquake[J]. Technololgy for Earthquake Disaster Prevention 2008 6 (3). [5]刘小映.我国混凝土结构抗震措施合理性分析[D].湖南大学硕士学位论文，2006 Liu Xiaoying. The Analysis on the Rationality of Sei.smic Fortification Measures for Concrete Structures in China[D] Master' s thesis of HuNan University 2006. [6]吴云翠.钢筋混凝土框架结构的抗震设计[J].建筑工程.2013 [7]梁亚坤，郑京龙，结合新规范谈谈抗震措施与抗震构造措施[J].中国产业.2011，121（2） [8]张字鑫，刘海成.张星源.PKPN结构设计应用[].同济大学出版社 2008(9). [9]张晓杰.结合新规范谈谈抗震措施与抗震构造措施[M].中国建筑工业出版社，2014(4)

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3结构性能目标与实现 3.1结构性能目标 本工程的抗震设计在满足国家、地方规范外，将根据性能化抗震设计的概念进行设计.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 类场地进行分析，部分分析结果见图3~6.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.3.1中震弹性验算 按照《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）6.2.6条，地震设计状况下钢筋混凝土框架柱剪力 设计应符合下列规定： 剪跨比大于2时：V≤（0.20β.fbh）/7x 剪跨比不大于2时：V≤(0.15β.fbh)/Y 口按照《钢骨混凝土结构技术规程》（YB9082-2006）6.3.11条，地震设计状况下钢骨混凝土框架柱和剪 力设计应符合下列规定： 有地震作用时：V<（0.36βfbb. )/7kE 口根据结构布置特点综合考虑，选取典型框架柱进行验算，选取的框架柱编号如图7所示，图8仅列出代 表性的框架柱（KZ5）的抗剪弹性截面验算结果. 根据验算结果可知，在设防烈度地震作用下，本结构的框 架柱满足抗剪截面要求. 27 1800 1600 27 1400 KZ5. K26 2726 13200 10 800 $00 400 200 0 中基本台VY 中菜基本组台V抗务益西要求 图7框架柱编号 图8框架柱KZ5抗剪弹性截面验算 3.3.2中震不屈服验算 中震不屈服分析计算通过修改多遇地震设计方法实现. 导入多遇地震的计算模型，最大地震影响系数 按设防烈度调整为0.12，不计风荷载效应，荷载与材料均采用标准值，不计作用分项系数、材料分项系数、 承载力抗震调整系数，取消组合内力调整，在YJK基本信息输入中调整相关信息，中震不屈服分析结果根 据设定的性能目标，在中震作用下，对剪力墙进行抗弯不屈服验算. 对于剪力墙、框架柱、大跨钢桁架（桁架弦杆截面采用矩形钢管800x400x32x32，腹杆截面采用矩形钢 管650x400x32x32），为了准确计算，采用以平截面假定，用纤维单元模型的XTRACT程序进行截面承载力 计算. 对于XTRACT软件，说明如下：程序采用平截面假定，用纤维单元模型进行计算，算法如GB50010-2010 附录E所述，设定截面形状和钢筋/钢材后，可以计算出任意截面的正截面承载力：计算所采用的材料应力- 应变曲线按规范规定处理：采用材料强度标准值. 提取中震作用下各构件的标准组合内力与XTRACT计算所得抗弯承载力进行验算，图9~11为部分验算 结果. 从验算结果可以看出，设防烈度地震作用下，本结构的剪力墙、框架柱均未屈服，满足抗弯不屈服 的性能目标. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 13 10ds 10 Monet Ma] 1080 La-ox (3(41 M(Nn) 1[-4) mentMin] e 图9Q1抗弯验算 图10KZ7抗弯验算 图11钢骨梁抗弯验算 通过中震作用下结构分析，可以得到以下结论：中震作用下，剪力墙及框架柱按照小震分析结果进行 配筋能满足中震抗剪弹性及抗弯不屈服的性能目标. 中震作用下，大跨钢桁架均未屈服，满足中震不屈服 的性能目标. 3.4罕遇地震作用下非线性地震反应分析与抗震性能评价 本工程利用软件MIDAS Building验算结构在罕遇地震作用下的结构抗震性能，考察其是否能够满足结 构抗震性能目标. 为达到在罕遇地震作用下防倒場的抗震设计目标，本设计采用以抗震性能为基准的设计 思想和以位移为基准的抗震设计方法. 基于性能化的抗震设计方法是使抗震设计从宏观定性的目标向具体 量化的多重目标过渡，强调实施性能目标的深入分析和论证，具体来说就是通过复杂的非线性分析软件对 结构进行分析，通过对各结构构件进行充分的研究以及对结构的整体性能的研究，得到结构系统在地震下 的反应，以证明结构可以达到预定的性能目标. 结构丧失稳定以致倒场一般是由于重力作用在有过大侧向变形后结构的几何状态所引起的，这种效应 被广泛称作“P-△”效应. 因此，达到防倒塌设计目标的中心思想是限制结构的最大总弹塑性变形在规定的 限值以内. 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010)，取弹塑性最大层间位移角限值为1/100. 本 工程采用适合钢筋混凝土结构动力弹塑性分析的混凝土损伤模型，对梁、柱、支撑采用塑性铰模型，对剪 力墙采用纤维模型. 分析采用安评报告提供的一条地面设计谱人工波加速度时程记录、两组地面设计谱加速度时程记 录（天然波），阻尼比为5%进行罕遇地震作用下弹塑性时程分析，表2为顶点位移、基底剪力的汇总， 图12中代表性地列出了钢筋混凝土框架梁弯矩较Ry塑性发展过程. 表2顶点位移、基底剪力汇总 地震记录 X向最大基倾 Y向最大基底倾 X向最大基底剪力 Y向最大基底剪力 覆力矩（kN*m） 覆力矩（kNm） （kN）及剪重比 （kN）及剪重比 人工波 597953 417523 22032.15 16037.61 剪重比6.19% 剪重比5.45% 天然波1 566681 381609 18907.87 16648.47 剪重比6.00% 剪重比5.46% 天然波2 569660 384419 18340.89 16683.18 剪重比7.21% 剪重比5.25% 19760.30 16456.42 平均值 578098 394517 剪重比6.47% 剪重比5%

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 近似模拟沿梁高方向的梁、墙之间的协调变形.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 跨高比1 /h≤2.5时， V≤- 1 (0.38f bh 0.9f (6) YRE 当连梁跨高比太小时，如果平均剪应力过大，在箍筋充分发挥作用之前，连梁就会发生剪切破坏，通 过规范的条文可以看到跨高比越小，对连梁抗剪截面及斜截面抗剪承载力要求更严.

《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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 向风 7029. 2 7029. 2 层间位移角 x向地震 1/672(23) 1/747 (25) Y向地震 1/729 (30) 1/731 (31) X向风 1/3913 (20) 1/3913 (20) Y向风 1/2233 (29) 1/2233 (29) 图3某框筒结构三维结构模型简图 图4某框筒结构标准层平面布置简图 可以看到，如果对连梁刚度进行折减，结构变柔，周期增大，地震作用下的基底剪力减小，位移增大， 符合力学的基本规律，而风荷载作用下的基底剪力和位移均未改变，符合规范对连梁刚度折减的有关规定.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 5应对连梁超筋超限的其他办法 除了上述连梁刚度折减的方法，SATWE软件针对连梁超限还提供了其他多种处理手段，具体介绍如下： 5.1设缝连梁 可以较好的降低连梁内力，一定程度上缓解超筋.

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：

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （a） 1-1 剖面 （b）2-2创面 （c）3-3剖面 （d）4-4 剖面 图2结构典型创面图 图3结构整体三维模型 主塔1±0.000m以上柱采用箱型截面，为提高结构刚度，在16层以下外框柱及9层以下内筒主框架柱 内灌混凝土，按照钢管混凝土柱进行结构设计.外框柱截面由底部o1200x1200x40x40(Q390GJC）、 口1100x1300x40x40（Q390GJC）逐渐变至顶部口700x700x25x25（Q345C）：内筒主框架柱截面由底部 口1000x1200x45x45（Q390GJC）、口1100x1100x40x40(Q390GJC）逐渐变至顶部=700x700x25x25（Q345C）：内筒 小柱截面由底部=800x800x40x40（Q390GJC）逐渐变至顶部=500x500x20x20（Q345C）.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 设计地震分组：第一组 建筑抗震设防分类：标准设防（丙类） 场地土类别：Ⅱ类 钢结构抗震等级：1-9层框架柱：一级，其它构件：二级 建筑结构构件耐火等级：二级 地基基确设计等级：甲级 3.2结构控制标准 本工程结构控制标准如下所示： 1.周期比：T/T>0.85，T/T<0.85. 2.剪重比：8度（0.20g）区，周期大于5.0s结构，不小于0.024 3.楼层刚度比：该层的侧向刚度大于相邻上一层的70%，且大于其上相邻三个楼层平均值的80%. 4.构件长细比：柱：一级：不大于60√235/fy：二级：不大于80√235/f 中心支撑：按压杆设计，不大于120√235/sy. 5.板件宽厚比：框架梁、柱及中心支撑根据构件抗震等级按照抗震规范取值. 6.整体位移控制：风荷载作用下层间位移角限值h/400，结构顶部位移H/500：多遇地震作用下层间位移 角限值h/300，（H为自基础顶面至柱顶的总高度，h为层高）. 7.整体稳定指标：当结构不满足抗震规范3.6.3条时，应计入重力二阶效应的影响. 3.3荷载取值 构件自重及楼板自重由程序自动计算，楼面附加恒载根据材料做法取值，楼面活载根据规范及设备重 量按照包络取值. 50年重现期基本雪压0.45kN/m²（不起控制作用）. 风荷载取值分别考虑了规范风荷载及风洞试验风荷载. 结构整体性能计算时基本风压按50年重现期 的风压值0.45kN/m²采用：结构构件承载能力计算时基本风压按1.1倍50年重现期的风压值0.495kN/m 采用：舒适度验算按照10年一遇基本风压0.30kN/m²取值. 规范风荷载：地面粗糙度类别为C类. 风荷载体型系数为1.4，风压高度变化系数和风振系数按现行 荷载规范取值. 风洞试验风荷载：该项目风洞试验由建研科技股份有限公司完成，模型比例为1：300，地面粗糙度类 别为C类，测点数量1127个. 风向角按10度间隔，共36个风向角（图4所示）.风洞试验报告给出了 主塔1在36个风向下50年重现期的总等效静力，并总结了基底弯矩及基底剪力最大的10个不利工况. 本工程按照试验给出的10组工况对结构进行风荷载效应分析，经比较，对X向风荷载最不利风向角为50° 风向角，对Y向风荷载最不利风向角为0风向角. y 02 本平响系数a 015 ! -安干带 01 规范 结构平动主周南 6/ (s） 图4风洞试验风向角示意图 图5安评反应谱与规范反应谱比较 本地区抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0.20g，设计地震分组为第一组，场地类别为 Ⅱ类，特征周期为0.35s. 阻尼比取值为0.03.阻尼比0.03时，小震规范和安评反应谱曲线如图5所示， 结构的平动主周期处于两条曲线的下降段，在该处安评谱数值低于规范谱约25%，但在结构的高阶振型处， 安评谱数值大于规范谱. 经除了41层至45层安评反应谱楼层剪力与规范反应谱楼层剪力接近之外， 3 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 其余楼层安评反应谱楼层剪力均小于规范反应谱楼层剪力. 因此，地震力作用按照规范反应谱计算. 4主要计算结果 本工程采用ETABS进行计算，并采用盈建科建筑结构设计软件YJK进行校核. 结构整体指标按照刚 性楼板假定进行计算，构件承载力设计按照弹性楼板进行计算：框架梁、耗能梁、次梁和柱采用Frame单 元，楼板采用膜元，计算楼板竖向振动频率时采用壳元：框架柱与框架梁刚接，次梁与主梁、柱铰接， 支撑两端较接. 框架梁刚度放大系数按照实际计算取值，且满足中梁不大于2.0，边梁不大于1.5. 结构阻 尼比为0.03（计算风荷载时取0.02）. 两软件计算结果接近，以下未经说明均为ETABS计算结果. 4.1模态分析 结构总质量为104443.3t，按照建筑面积87605m²折算，单位面积质量约1.2/m². 结构前三振型分别 为Y向平动（T=5.28s）、X向平动（T=5.00s）、扭转（T=3.65s). T/T=0.690.85，满 足设计要求.

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.

5

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 功能：地下部分有商铺和车库，1～6层为商场，7、19、31层为避难及设备层，其它楼层均为办公使用.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 主要 角柱 方案一 1200x1200x40x40 1200x1200x35x35 1000x1000x30x30 柱断 方案二 1400×1400（型钢砼） 1300x1300（型钢砼） 1000x1000 面 中柱 方案一 1200x1200x40x40 1200x1200x40x40 1000x1000x30x30 (nmm) 方案二 1200x1200（型钢砼） 1200x1200（型钢砼） 1000x1000 4、结构方案对比 按规范要求对两种不同结构方案进行小震作用下的结构整体计算，结构计算考虑偶然偏心地震作用， 扭转耦联及施工模拟.

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，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 从而减小了结构侧移，充分发挥了结构的自身潜能.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 准值的最大值均满足不小于结构底部总地震剪力标准值的10%[2]的要求.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.PKPM-SAUSAGE软件简介 本项目采用PKPM-SAUSAGE软件进行罕遇地震作用下弹塑性时程分析.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 单元截面不同位置处应力应变不等，壳单元厚度不同位置处应力应变不等，故梁单元需要采用纤维梁模型， 壳单元需要采用分层壳模型.

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.

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，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 可取截面高度为1米或以上.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.3伸臂析架贯通核心筒问题 《高层建筑混凝土结构技术规程》10.3.2条规定，伸臂桁架宜贯通核心筒.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.5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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 度100米限值（小于并接近于B级高度130米限值），属B级高度高层建筑工程：②规定水平力作用下 出尺寸与该方向平面总尺寸之比VBmx=0.32>0.30（各翼局部凸出长宽比最大1/b=1.352.51MPa），该位置实际为墙肢连接部位，其余 各层楼板最大主拉应力均小于砼抗拉强度标准值且富裕较大，最大压应力0.68MPa.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 U （d）第25计算层 （e）第6计算层 （f）第5计算层 图3中震楼板应力（板厚未加强） 根据结构布置特点及初步分析应力分布结果，并兼顾大震设防目标，对局部楼板作以下加强：中部区 域楼板及屋面板加厚为150mm.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 振动，当采用振型分解反应谱法计算时，对于因各分叉相对振动引起中部连接区板应力，可能因高阶振型 参与系数小而偏小，因此有必要采用弹性动力时程法进行补充计算.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 当计算的刚域长度为负值时，应取为零.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 第一，分别计算柱截面宽和高两个方向的刚域长度，并取平均值， = LxLy (5) 2 其中L为柱的刚域长度，L_为柱宽度方向的刚域长度，L为柱高度方向的刚域长度.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2刚域对周期的降低百分比 周期阶次 模型2(%） 模型3（%） 模型4(%） 1 -0.74 -5.47 -6.28 2 -0.76 -5.75 -6.58 3 -0.79 -5.34 -6.20 4 -0.90 -5.29 -6.23 5 -0.80 59°5- -6.48 6 -0.98 89°5- -6.75 7 -1.01 -4.75 -5.82 另一工程为12层的框剪结构，如图4所示，同样分别计算“不考虑梁、柱刚域”、“只考虑柱刚域”、 “只考虑梁刚域”、“考虑梁、柱刚域”四种模型，前7阶周期如表3所示.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2连续介质理论 Heidebrecht和StaffordSmith在1973年推导出框剪结构的位移控制微分方程： dyd²y dx* (1) 其中 a” GA EI (2) 式中y为侧移，x为高度，w为侧向荷载沿高度的分布函数，GA代表框架的剪切刚度，EI代表剪力墙的 弯曲刚度，a表示框架和剪力墙的相对刚度.

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：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 EI = EAc (9) 图2列出=1~6、=0~0.3时用式（8）和式（3）计算的顶点位移的比值.

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)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 V.. dM EI "Kp （12) xp p dV d'M EI (13) dx dx² dx° 式中yn是剪力墙弯曲侧移，M、V为剪力墙承担的倾覆力矩和剪力，w为侧向分布荷载，g是剪力墙 和框架之间等效连续介质提供的相互作用力，EL是剪力墙弯曲刚度.

（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：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 V=CshCch- (28) 考虑到当g=0时 V =GAθGAθ (29) 1= V = GA0 GA0 (30) 可以解出C和C.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3火灾现场调查及数值模拟 对火灾后的建筑进行性能评估最基础和最重要的工作是确定当时实际的火灾温度场.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 实际住宅等建筑结构在火灾下一般都承受荷载作用，如结构承受竖向荷载（N）等.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 灾后的分析可以直接完成整体结构火灾后承载能力和变形验算.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 由表2可见，在300m以上的超高层建筑中，无论哪一个高度，我国均占全部数量的一半左右.

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
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 玻璃是透明材料.

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
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 4.1 采用超白玻璃是减少自爆的有效途径 钢化玻璃存在自爆的可能性，超高层建筑玻璃自爆会带来很大的风险，而且建筑物很高，自爆后更换 玻璃极其困难.

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
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 曲变形较大.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 表3 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 600m以上 10 6 0 500m以上 24 15 1 400m以上 74 46 3 300m以上 183 06 12 由表2、表3可见，在300m以上的超高层建筑中，无论哪一个高度，我国均占全部数量的一半左右.

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
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 皇家钟楼酒店 麦加 601 400m以下混凝土 框架柱 广州塔 广州 600 88 混合 钢斜柱双向交叉网筒 高银117 天津 597 117 混合 巨型柱、框架柱、大斜撑 宝能国际金融中心 沈阳 565 混合 巨型柱，框架柱 恒大国际金融中心 济南 560 135 混合 框架柱 乐天大厦 首尔 555 123 混合 型钢混凝土柱 世界贸易中心 纽约 550 105 混合 钢框架柱、钢斜撑 周大福中心（东塔） 广州 539 116 混合 巨型柱、框架柱、斜撑 周大福中心 天津 530 101 混合 巨型柱、框架柱 中国尊 北京 529 100 混合 巨型柱、框架柱、斜撑 佳兆业中心 深圳 518 混合 钢管混凝土柱 水星城 莫斯科 510 70 混合 框架柱 乐天大厦 釜山 510 115 混合 框架柱 联邦大厦 莫斯科 506 6 350m以下混凝土 混凝土框架柱 101大楼 台北 505 101 混合 方钢管混凝土柱 富力广发 天津 500 6 混合 框架柱 2.2大多数超高摩天大楼采用混合结构 高度500m以上的超高摩天大楼，大多数采用混合结构的形式.

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