董卫青-8度区B级高度框架-核心筒结构抗震设计探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 8度区 B级高度框架 -核心筒结构 抗震 设计探讨 董卫青 （云南省设计院集团，昆明650228） 提要本文通过多栋抗震设防烈度为8度的B级高度框架-核心筒结构超高层设计实例分析，探讨核心筒底部 拉力较大时的时斜截面抗剪和正截面承载力的相关间题，总结此类结构抗震设计存在的问题，给出此类型结构抗震 设计的建议.
指出此类建筑在中大震时核心筒底部拉力可能较大，规范对小震设计的相关要求和调整系数，不能确 保中大震时结构抗震性能，需采取必要分析手段和加强措施.
关键词框架-核心筒结构8度区B级高度抗震设计 1引言 框架-核心筒结构因抗侧移刚度较大，可适应较高的建筑，因此在超高层建筑中被广泛采用.
根据《高 时，钢筋混凝土框架-核心简结构A级高度限值为100mm，B级高度限值为140m，B级高度限值是A级高度 的1.4倍，若建筑高度在B级高度上限值时，已超过了A级高度40%，而规范对于此种结构体系在按A级 高度和B级高度设计时，主要区别为剪力墙抗震等级由一级提高为特一级.
规范根据抗震等级不同，小震设计时对剪力墙及框架柱的弯矩和剪力设计值进行了调整，并对底部加 强部位规定了不同的调整系数，对于特一级剪力墙、筒体墙：底部加强部位弯矩设计值乘以1.1的增大系 数，其他部位的弯矩设计值乘以1.3（一级为1.2）的增大系数：底部加强部位剪力设计值按考虑地震组 合的剪力设计值的1.9（一级为1.6）倍采用，其他部位的剪力设计值按考虑地震组合的剪力设计值的1.4 （一级为1.3）倍采用，另对边缘构件和墙身最小配筋率有所提高.
对于墙肢受拉的情况，规范7.2.4条 对小震时剪力墙受拉作了规定：抗震设计的双肢剪力墙，其墙肢不宜出现小偏心受拉，当任一墙肢为偏心 受拉时，另一墙肢的弯矩设计值和剪力设计值应乘以增大系数1.25.
对于8度区B级高度的框架-核心简结构，因规范无更多规定，不同设计单位处理措施和分析手段存 在不同，抗震超限审查时不同专家把控也有出入.
此类建筑仅按规范要求设计，能达到规范要求的抗震性 能吗.
本文通过工程实例，对此类结构抗震设计相关问题进行了探讨.
2工程实例1 某建筑为地上37层、地下2层的超高层建筑，塔楼平面呈矩形，平面尺寸36.mx35.9m，建筑总高度 136.90m，建筑高宽比4.06，建筑抗震设防烈度8度，设计基本地震加速度0.2g，设计地震分组第二组， 建筑场地类别II类，结构体系采用钢筋混凝土框架-核心筒结构，核心筒尺寸12.45x12.85m，核心筒高宽 比11.0.
框架抗震等级一级，剪力墙抗震等级特一级，底部加强部位为底部3层.
根据结构计算结果，结 构较为规则，各项指标均可较好满足规范要求.
为节省篇幅，常规分析不再赞述.
作者美介：董卫青（1975一），男，高级工程师
按中震弹性分析时，核心筒剪力墙出现了较大的拉力，最大拉应力出现在底层：核心筒旁的6根框架 柱底部几层出现了拉力，但数值不大.
在“1.0恒0.5活土1.0水平地震”的X、Y、-X、-Y方向最大底部拉应力如下图（取各方向拉应力 较大值）： 7.60 6) 00221 5 （5 9.73 11700 图2.2按中震弹性计算底层核心筒最大拉应力（IPa)
设计时， 在8层以下的核心筒边角处加设型钢，以抵抗地震作用下的拉应力.
若采用在墙体中部开洞的方法可减小 剪力墙拉应力，但减小幅度不大，核心筒刚度下降较大，结构抗侧移刚度不能满足规范要求.
对于核心筒旁的6根框在5层以下也加设了型钢，确保结构抗震性能.
2.2小震设计与中震弹性计算的剪力墙斜截面抗剪承载力对比分析 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）第7.2.10，对于偏心受压剪力墙地震设计状况 的斜截面受剪承载力按下式计算： V≤- x-0.5 0.4f b_ 0.1N 式中：N-剪力墙截面轴向压力设计值，V大于0.2fbh_时，应取0.2fbh 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）“第7.2.11，对于偏心受拉剪力墙地震设计状况 的斜截面受剪承载力按下式计算： -0.5 0.4f b_h.
0.1N A 上式右端方括号内的计算值小于0.8f A h时，应取等于0.8f A S 根据上述计算公式，当在小震下N为压力时，抗剪计算考虑了剪力墙轴压力的有利作用，轴压力越大， 其抗剪承载力越高：当轴力为拉力时，剪力墙轴拉力对抗剪承载力为不利作用.
较大的轴拉力的大大降低 了剪力墙的抗剪承载力.
本建筑结构底部加强部位为1~3层，根据规范要求，对于特一级剪力墙，小震设计时底部加强部位剪 力设计值按考虑地震组合的剪力设计值的1.9倍采用，其他部位按考虑地震组合的剪力设计值的1.4倍采 用，表2.1和表2.2对别对底部加强区的一层和非底部加强区的四层剪力墙抗剪承载力进行了对比，表中 “中震抗剪承载力”按小震配筋计算，其墙体轴力采用中震弹性计算值：表中“中震剪力/抗剪承载力” 的比值已考虑了承载力抗震调整系数.
表2.1一层剪力墙抗剪验算 墙 墙 小震内力（kN） 中震内力（kN) 小震抗剪承裁力 中震抗剪承载力 小震剪力/抗剪承 中震剪力/抗 厚 剪力 轴力 剪力 轴力 (kN) (kx) 载力 剪承载力 750 15819 3588 22210 45687 14097.0 9276.7 1.05 0.491 2 750 4943 3649 6632 35574 4723. 7 3044. 5 1.12 0.540 3 750 16048 4229 22552 45174 14297. 6 9413.2 1.05 0.491 4 750 4812 2984 6392 34114 4631. 4 2885.8 1.13 0.531 5 650 21886 2470 31039 86961 19551.2 13611. 1 1. 05 0.516 6 650 22343 5429 31733 63375 19919. 5 13189. 5 1.05 0. 489 表2.2四层剪力墙抗剪验算 墙肢 墙厚 小震内力（kN） 中震内力（kN） 小震抗剪承 中震抗剪承 小震剪力/ 中震剪力/ 剪力 轴力 剪力 轴力 载力（kN） 载力（kN） 抗剪承载力 抗剪承载力 1 750 13603 -6052 25466 37955 12108.5 7041. 8 1.05 0.325 2 750 4177 803 7623 19734 4649. 4 2595. 7 1.31 0.401 3 750 13872 6528 26053 37718 12346.1 7921.5 1.05 0.358 4 750 4026 1248 7474 20645 4693. 9 2525. 0 1.37 0. 397 5 650 17608 12370. 33881 45739 15660. 0 9849. 1 1. 05 0. 342
从上表可以看出，当按小震设计的剪力墙水平分布筋进行验算筋时，底部加强区的一层，剪力墙承载 力仅为中震所需承载力的0.491~0.540：非底部加强区的四层，剪力墙承载力仅为中震所需承载力的 0.325~0.401.
上述剪力墙包含了核心筒主要墙肢，核心筒承担了楼层大部分剪力，因此这也表明楼层抗 剪承载力严重不足.
上述分析说明，当地震力较大时，当剪力墙轴拉力较大时，剪力墙抗剪承载力降低较多，仅按小震所 需水平分布筋不能满足结构所需抗剪承载力，需对核心筒抗剪强度进行加强，宜按中震弹性复核其抗剪承 载力.
2.3小震设计与中震弹性计算的剪力墙正截面承载力对比分析 当剪力墙不出现拉力时，设计时其压力主要靠混凝土承担，所需纵向钢筋很小，一般为构造配筋： 而当剪力墙拉力较大时，拉力均由钢筋或型钢承担，所需纵筋或型钢大幅增加.
下表为一层剪力墙按 小震计算配筋与按中震不屈服对比（不考虑所加型钢时）.
表2.3一层剪力墙正截面承载力验算 小震内力 墙 中震内力 弯矩 轴力 弯矩 轴力 小震所需配筋（m） 中震不届服所需配 小震配筋/中震不 肢 厚 (kN. m) (kN) (kN. n) (kN) 筋(rnmn) 屈服所需配筋 1 750 61938 1227 115069 42857 13828 87461 0. 158 750 7249 16214 32360 11806 51954 0. 227 750 56944 2054 110216 42803 13011 85549 0. 152 750 9741 5859 17720 31195 11742 51933 0. 226 650 111359 14389 217916 82922 28268 141701 0. 199 6650 118056 4527 233207 61524 18127 118583 0.153 从上表可以看出，按小震计算的配筋时远小于按中震不屈服计算的所需配筋.
仅按小震设计时，在遭 受设防烈度地震作用时剪力墙正截面承载力将严重不足.
剪力墙在垂直于墙肢方向的地震力作用下，表现为全截面受拉，且拉应力沿墙肢分布基本均匀，若按 常规计算墙身竖向分布筋按构造配筋0.4%或0.35%，边缘构件按计算配筋时，会导致墙肢中部配筋不足以 抵抗所受拉力，特别是较长的墙肢，因此对于全截面受拉构件，其竖向分布筋应根据所受拉力情况提高其 配筋率.
根据规范对基于延性设计的剪力墙底部加强区设计理念，剪力墙底部设计为允许出现塑性铰的耗能区 域，并通过按“强剪弱弯”的设计原则提高抗剪切破坏能力及设置约束边缘构件等措施，确保剪力墙底部塑 性区域的延性.
但当剪力墙底部大面积出现较大拉应力时，其受力模式为小偏心受拉，破坏模式为受拉屈 服，变形模式为以Y向位移为主而非塑性较形式的转动：而且，当剪力墙出现大面积受拉破坏时，可能 造成完全丧失抗剪承载力.
这种破坏模式与塑性铰有实质区别，应采取措施避免.
2.4框架柱中震设计 本建筑框架柱在小震下轴压力较大，基本为构造配筋，并按规范进行0.2Q0调整.
按中震不屈服设计 时，大部分柱仍为受压，但因轴压力大幅减小，其配筋均比小震大的较多，特别是底部的柱因在地震力作 用下轴力很小或变为拉力，配筋明显增大.
为确保结构竖向构件可靠，设计时对底部框架柱抗弯按中震不 屈服进复核加强.
框架柱因承担剪力不大，且按0.2Q0调整大幅提高了其抗剪承载力，其抗剪承载力大部 分柱可较好满足中震弹性计算要求
对下部剪力墙加大墙身和边缘构件配 筋作加强处理后，底部剪力墙性能有所改善.
大震弹塑性静力分析时，局部框架柱可能发生塑性较.
对本建筑底部剪力墙按中震不屈服进行配筋后，底部剪力墙承载力明显提高， 结构整体抗震性能良好，大震弹塑性性能位移角可满足规范要求.
3实例工程2 某超高层公寓楼总高度139.9m，建筑平面尺寸32x32m，高宽比4.38，建筑层 数为地上37层、地下3层，建筑抗震设防烈度8度，设计基本地震加速度0.2g， 设计地震分组第三组，建筑场地类别Ⅲ类.
结构体系采用钢筋混凝土框架-核心筒 结构，核心筒尺寸15x15m，核心筒高宽比9.33.
本建筑较为规则，根据分析结果，各项指标可较好满足规范要求.
图2.3大震弹塑性发展图 7800 0096 5250 9350 8600 7400 7400 8600 图3.1某建筑标准层结构平面图 小震设计时框架柱和剪力墙各层均未出现拉力：按中震弹性计算时，剪力墙边角处产生了很大的拉应 力，框架柱均未出现拉应力.
在“1.0恒0.5活土1.0水平地震”的X、Y、-X、-Y方向最大底部拉应力 （取各方向拉应力较大值）如图3.2.
根据图3.2，中震弹性计算的最大拉应力为6.32~13.5MPa，为2.24.8倍f，拉应力较大.
设计时在核心筒四角、墙中部与框架梁连接处布置型钢，以抵抗剪力墙拉力.
因底部剪力墙受拉较为严重， 本建筑核心筒中震斜截面抗剪承载力和正截面承载力与实例工程1情况基本类似，在按中震弹性或中震不 屈服计算时，其斜截面抗剪承载力和正截面承载力均严重不足.
设计时按对底部6层按中震弹性设计斜截
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范重、邓仲良等-超高层建筑桩-筏基础设计关键问题研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 超高层 建筑桩-筏基础设计关键问题 研究 范重 ，邓仲良 ，胡纯炀，刘先明，彭翼，赵长军，王义华，刘新颖 （中国建筑设计研究院，北京100044） 提要：超高层建筑的基础形式基本采用桩-筏基础.
针对高层建筑竖向荷载大、差异变形和群桩效应显著、上部结构 影响、后浇带设置等影响因素，结合实际项目对高层建筑桩-筏基础设计中重要技术难点及其解决方案进行了研究并总结.
对水平荷载、差异沉降、群桩效应引起的附加效应和桩土分担比进行了分析：对差异沉降引起的塔楼周边结构的附加受力提 出便于工程解决的三种方案：对超高层建筑裙房和纯地下室部分的抗浮设计进行了总结，并比较抗浮设计中抗拔桩和抗浮锚 杆的经济性：对比了国内外部分超高层项目的筏板厚度：针对沉降分析技术难点，结合某具体超高层项目的桩筏基础设计， 针对各技术要点进行了沉降分析.
此类研究为超高层建筑桩-筏基础设计提供参考.
关键词：桩-筱基确，差异沉降，Mindin方法，抗浮设计 1引言 对于超高层建筑结构基础设计来说，一般选用桩-筏基础形式.
主要是桩-筏基础整体刚度好，适应变 形能力强，筏板厚度能够较好协调沉降变形等原因.
但桩-筏基础是一个复杂的结构系统，工作机理受多 因素的影响，例如：桩刚度、筏板厚度、地质条件等，桩基础施工条件要求较高，施工条件对成桩后桩基 础受力影响较大：另外，成桩工艺、桩身材料类型较多，需对具体项目采用合适、经济的基桩形式.
对单 桩受力的研究直接影响到桩-筏基础受力和变形分析的精确性，如桩竖向刚度”：基桩受力，尤其是长桩， 不仅与桩自身刚度有关，还与桩侧土和桩端土摩阻力有关，如图1所示.
Mindlin根据弹性半空间假定给出其内集中力形式的应力和变形解析式：Geddes利用Mindlin解析 解将桩侧将桩身阻力分为桩端阻力、桩侧均布线荷载和桩侧正三角形分布力，如图2所示.
邱明兵，刘金 砌提出并简化了基于Mindin解附加应力系数，桩基受力和变形提供了更加实用的方法.
单桂理反力F 单性项反力 FA 22 图 1 图2单桩竖向荷载分配 针对高层建筑，差异沉降必须予以重视，尤其是对于高度超过300m的超高层建筑结构的基础设计，
在上部结构-桩-土协同作用分析时，对于超高层建筑而言，需考虑上 部局部高度范围内的结构刚度对基础受力的影响.
对于不良地质条件造成的负摩阻力，筏板板厚的刚度对沉降的影响，核心筒下密布桩基的群桩效 应，对超高层建筑桩-筏基础设计都会有较大影响.
再者，由于超高层建筑自重引起的核心筒区域过 大的变形将造成与周围区域的差异沉降，使得周边地基承载力不足，或产生过大的变形差异，使得规范限 值难以满足.
因此，需要对超高层的桩-筏基础设计中面临的间题系统总结并提出相应的措施.
2超高层建筑桩-筏基础设计要点 超高层建筑桩基基础埋深一般较深，在初步设计概念上，埋深一般取结构高度1/18：如图3所示.
对于高度超过500m以上的建筑，则理深应尽量增大.
基础埋深另一方面也受到建筑与业主对地下室层数 用途要求，因此，结构工程师应在超高层项目的方案前期规划与设计中，结合地勘报告对地下室层数、层 高以及基础底板所在土层情况对基础埋深综合研究后确定.
基础埋深为超高层建筑基础设计中重要指标， 对基础受力、侧向嵌固均有重要影响，应高度重视.
E （a）中国铁物是 （b）阳光保险金融中心 （H=200m，基确埋深 （H=220m，基础埋深 （c）北京绿地中心 （d）银川绿地中心 21. 20m) 28. 35m) （H=260m，基础埋深21.8m） （H=301m，基础埋深16.0m） 图3超高层建筑工程实例 由于超高层桩-筏基础技术要点以及受影响的因素较多，在地质条件符合建设条件的前提下，具体需 要注意的如下.
2.1桩型与桩长 由于超高层建筑自重较大，桩基一般采用大直径桩“，需要注意的是，在选用大直径桩应结合施工单 位钻孔设备等因素综合确定.
定量的预估单桩的承载力特征值R应为： R= GLD (1) u 其中，G、D、L分别为结构自重标准值、楼面恒载标准值、楼面活载标准值.
由预估的单桩承载力特征值和《建筑桩基技术规范》条文说明5.8第4条便可根据桩身承载力则可反 推桩径及配筋.
根据桩基承载力特征值和地质孔点资料，便可确定桩长.
由于超高层建筑桩基长度一般较长，基本为 摩擦端承桩，桩端持力层应尽量选取压缩模量较大的土层，例如：细砂、中砂或卵石层等.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2桩的布置 桩的布置应先以标准组合下的柱底反力确定，采用单桩的抗力应采用基桩承载力特征值R.
一般地， 对于超高层建筑桩筏基础桩顶反力，角柱下柱底反力大于边柱，且起控制作用的为风荷载.
角柱下桩数也 多于边柱.
2.3上部结构刚度影响 考虑上部结构对基础受力、变形的影响可以影响荷载传至筏板的内力重分布，对降低差异变形、减 小筏板厚度均有帮助.
2.4刚性假定与弹性假定 《建筑桩基技术规范》5.1.1节一直沿用刚性基础假定，然而对于超高层建筑桩基础而言，群桩与桩 间土实际是一个弹性体，巢斯，赵锡宏等人针对基础刚性和弹性假定，利用实际工程上海中心和金茂中 心进行了对比分析，分析结果表明超高层建筑基础为弹性体，建议采用协同分析的解析解与数值解求解桩 顶反力.
2.4沉降控制与沉降分析 超高层建筑的沉降峰值位于核心筒处，整个筏板变形呈现“锅底”状变形，为降低过大变形，需控制 绝对沉降变形总量和相对变形量，后者也称为差异变形.
过大的差异变形会引起建筑物倾斜和附加受力， 等.
有限元软件通长采用数值选代方法求解，如图4所示.
确定基床系数初始值人 有限元法计算，得到 基底压力P位移 按分层总和法计算沉障S S≤A>否K-Ps 是 最练确定K 图4选代法求解桩刚度和沉降 通过建筑沉降现场实测和理论推戴，文献[16]给出计算高层建筑桩筏基础在结构封顶完成时的沉降量 的估算公式.
式（2）为在进行桩-土协同分析电算时，桩基沉降的合理性提供佐证.
PB.(1-y²）Cm S= E[A C ndB (1-y²）] (2) B =√A (3) A=A-n(K d) (4) 4 2(√n 5) 2.6ln(L/d) C= (S / d)ln L(/ d) (5) 式中，S为结构峻工封顶时沉降量：P为建筑物的荷载，B为基础有效宽度：E=3倍桩侧范围内土的平均
在验算桩顶反力时， 可不考虑土的作用，即上部荷载完全由桩基承担：在计算绝对沉降量时可考虑土的作用.
2.4.2差异（相对）沉降 差异沉降量由于筏板下基础不同的刚度和不同的上部重量来产生的.
降低差异沉降除直接增加基础刚 度外，还可采用变刚度调平，强化沉降值较大处的基础刚度，弱化沉降值较小处的基础刚度，使得整个 筏板整体下沉，并控制沉降总量的一种方法.
2.5附加作用效应 附加作用效应为超高层建筑桩-筏基础设计时所特有的，其一是由于水平荷载（风荷载和地震荷载） 引起的外围桩顶受力增大：其二为由于差异沉降引起的不均匀沉降，周边结构受到的下拉荷载，导致承载 力和相对竖向变形无法满足规范要求 2.5.1水平荷载引起的附加效应 以上海中心为例，可见水平荷载作用下，对基础底板下桩顶反力影响明显，如表1所示，因此对于 超高层建筑而言，基础反力受水平荷载影响较大，尤其结构外围桩顶反力可能存在不利状况.
表1桩顶反力标准值 风荷载 塔楼桩基 项目名称及所在地 恒载活载（kN） 区域筏板 桩数（根)/ (kN) 桩长（n） 标准组合下桩顶反力（kN） 面积（n²） 银川绿地中心 13436<1. 2Ra=15000 （H=301n），银川 35545731079196 178741 2500 240/45 其中风荷载、地震作用引起桩项 反力为2511(18%），3299（25%） 北京绿地中心 10334<1. 2Ra=? （09=H) 2396053590127 87358 2463 242/30 其中风荷、地震作用引起桩项 反力为1711(17%)，2174(21%） 阳光保险金融中心 10232<1. 2Ra=13200 （H=220m），北京 2311319 636243 76081 2489 198/42 其中风荷、地震作用引起桩项 反力为834(8.2%），1355(14%） 中国铁物大厦 10022<Ra=14000 （00=H） 1792059654878 45103 5935 30.4/29.5其中风荷载、地震作用引起桩项 反力为 378 (3.8%)，785(7. 8%) （注：基础埋深仅计算至筏板顶标高. ） 2.5.2差异沉降引起的附加效应 由差异沉降引起的附加效应主要指绝对沉降量较小的竖向构件受到附近绝对沉降量较大的竖向构件 下拉荷载的影响，造成桩顶或地基承载力不满足要求. 此处需采取特殊的构造措施或基础布置方案来解决. 解决措施的精髓是降低地基刚度，变刚度调平，有如下三种措施： （1）变刚度调平 强化核心筒区域桩基刚度（如适当增加桩长、桩径、桩数、采用后注浆等措施），相对弱化核心筒外 围桩基刚度. （2）设置后浇带 采用后浇带直接分割竖向荷载的传力途径，待主体结构沉降稳定后才封闭. （3）设置桩项协调变形构造措施 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 在桩顶设置构造措施，允许桩顶与筏板之间存在相对变形. 通过此相对协调变形，释放部分桩顶约束， 进而降低桩底反力，避免桩顶反力超过其承载力特征值. 2.5.3群桩效应 对于摩擦型群桩基础，例如核心筒下的桩顶反力及变形受桩间土影响较大，使得外围的桩顶反力偏大. 因桩长较长，桩身侧阻力大于端阻力，桩径比多为3～4，群桩效应在超高层建筑基础设计中作用明显，对 外围桩顶反力和绝对沉降量均大于按单桩计算值，因此，对于超高层桩筏基础设计，不应按单桩的沉降量 来估计群桩效应的沉降量. 2.6桩土分担比 对于超高层建筑自重很大，塔楼区域筏板底部土参与整体工作，对于超高层建筑的桩-筏基础，地基 土可承担20%左右的建筑物自重，有的甚至达到50%. 在桩-筏基础设计时，如果考虑地基土分担作用， 可从桩基和筏板设计中获得更大的经济效应，根据文献[16]，对于桩土分担比例的经验公式可由下述方法 计算桩土分担比率，对国内重大超高层项目和我院参与的超高层项目进行统计如表2，在计算桩-土分担时 不考虑水浮力的有利作用. 若考虑水浮力，地基土的分担比例还应增加. 由于实际测量较为困难，作者暂 未收集到相关项目的实测试验数据. P =P -(P 5 ~ 10%P)A11 (6) 式中，P为桩基分担建筑物荷载：P为建筑物总荷载：P为基底平均压力：A为塔楼基底面积. 可以看出，不同项目，不同的地质条件下，桩土分担比例不一样. 需要进一步地用试验数据观测来证 实. 表2核心筒区域地基土分担比例 金茂大厦 上海环球金融中心 上海中心银川绿地中心北京绿地中心阳光保险金融中心 理论计算值 10% 22. 4% 31. 9% 8% 13% 15% 2.7抗浮设计 针对超高层建筑裙房和纯地下室的基础设计，一般地，桩筏基础的形式可采取天然地基、天然地基 抗浮锚杆、抗拔桩等形式. 前两者适用于筏板下土地基承载力、弹性模量较高的情况，竖向荷载由天然地 基承担，抗浮锚杆承担水浮力作用：后者适用于筏板下地基承载力不足等情况，竖向荷载由桩-土共同承 担，水浮力由抗拔桩的侧摩阻力承担. 水浮力体现为影响抗浮稳定的整体水浮力和局部水浮力. 在正常建成投入使用后，基坑降水措施消除后，地下水主要在土中是以渗流的形式存在于土的孔隙中， 严格意义上讲，对于地下室底板和地下室挡土墙的设计是地下水压力，而不是地下水浮力. 从保守考虑， 初步设计阶段可以仍然以阿基米德的思想计算水浮力，在施工图阶段可以根据实际测量的地下水压力进行 优化和深化.
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范重、彭翼等-北京绿地大望京超高层设计关键技术.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 北京绿地大望京 超高层 设计关键技术 范重 ，彭翼 ，杨开，邓仲良，胡纯炀 （中国建筑设计院有限公司，北京100044） 提要：北京绿地大望京中心超高层项目位于8度设防区，在结构设计中运用了双连梁、钢板组合剪力墙、型钢混凝 土柱构件、新型梁柱节点、伸臂布架节点以及施工模拟等关键技术，全面解决了超高层建筑在设计与施工中遇到的技术难题， 为此类超高层建筑结构设计提供参考.
关键词：超限高层，双连梁，钢板组合剪力墙，型钢混凝土柱，节点构造 1工程概况 北京绿地大望京中心位于北京大望京商务区总体规划中的627地块，由一栋超高层塔楼和一栋裙房组 成，总建筑面积约17万m.
超高层塔楼地上55层，建筑高度260m，裙房地上4层，建筑高度23.9m，地 下室均为5层.
塔楼采用框架-核心筒结构体系，核心筒采用钢板组合剪力墙/型钢混凝土剪力/钢筋混凝土 剪力墙，边框架由型钢混凝土柱和H型钢梁构成，同时利用塔楼42层与43层的设备层布置了伸臂桁架与 环桁架，用以增强塔楼侧向刚度.
楼面采用H型钢与钢筋桁架楼承板形成的组合梁，为满足悬挑楼板承担 暮墙连接件的需求，将建筑周边的楼板厚度局部加厚.
塔冠采用格构式框架体系，用以支撑幕墙与擦窗机 轨道.
北京绿地大望京中心塔楼的结构布置如图1所示.
（a）剖面图 （b）典型楼层平面 图1北京绿地大望京中心 2结构设计指标 2.1结构设计主要参数 北京绿地大望京中心塔楼结构设计所采用的主要技术参数如下所示.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构设计基准期： 50年 结构耐久性设计年限： 100年 结构安全等级： 一级 塔楼重要性系数： 1. 1 地基基础设计等级： 甲级 场地土质类别： Ⅲ类 地面粗糙度类别： C类 塔楼高层建筑适用高度分类： B级高度 建筑工程抗震设防分类标准： 乙级 抗震设防烈度： 8 设计地震分组： 第一组 设计地震特征周期： 0.45秒 2.2结构关键技术指标 （1）结构动力特性 主塔楼与裙房的结构体系各自独立，塔楼结构的前3阶振型与自振周期如图2所示.
(a）T=5.7783（X向平动) （b）T=5.025（Y向平动） （c）T;=3.0477（扭转） 图2塔楼前三阶振型 （2）结构层间位移角 分别采用SATVE和ETABS软件计算得到的层间位移角如图3所示，在水平地震作用下X方向最大层间 位移角1/585，Y方向最大层间位移角1/550.
00985 9991 915 （a）X方向 （b）Y方向 图3在水平地震作用下的层间位移角
EE-vter （a）X方向 （b）Y方向 图4多遇地震作用下结构楼层的剪重比 3基础设计 本项目地下五层，塔楼采用桩-筏基础，在无上部结构的地下室范围采用抗浮锚杆基础.
在进行基础设 计时，采用桩径为lm的后注浆钻孔灌注桩，通过对桩长进行优化，使得桩身承载力与桩承载力特征值相协 调，实现基桩利用率最大化.
通过布桩优化分析，采用变刚度调平的理念，控制核心筒与外框架的沉降差， 尽量减小筏板厚度，达到最优技术经济指标.
合理设置后浇带，避免施工期间由于混凝土温度收缩和地基 不均匀沉降对结构产生不利影响.
3.1基础沉降分析 基础设计中进行了精细的沉降分析，并利用沉降后浇带减小基础的不均匀沉降.
计算结果如表1所示.
通过设置沉降后浇带消除了塔楼绝大部分的沉降量，有效降低了基础不均匀沉降的影响，大大提高了筏板 设计的经济性.
表1基础沉降分析结果 部位 总沉降量 沉降后浇带封闭前 沉降后浇带封闭后 (mm) (mm) (mm) 主塔楼 90.57 66.8 23.49 裙房 22.61 13.67 8.34 3.2抗浮锚杆设计 由于本项目的地下水位较高，基础承受的水浮力较大，故此，无上部结构及裙房下部的地下室基础采 用抗浮锚杆抵抗水压产生的上浮力，并进行了锚杆优化设计，根据基础承担的相对水浮力的大小，采用类
② ① 2 ② 图5抗浮锚杆布置图 此外，做了抗浮错杆与抗拔桩经济性比较，单纯从材料成本上考虑，大概节约造价200万元左右，具 体如表2所示.
表2抗拔桩与抗浮锚杆材料用量与造价比较 项目 抗拔桩 抗浮锥杆 节约材料/造价 混凝土用量（n) 5290 4500 790 混凝土材料造价（万元） 193 166 27 钢筋用量（t） 583 376 207 钢筋材料造价（万元） 298 192 206 合计（万元） 233 4双连梁设计 4.1双连梁与深连梁的分析比较 为了协调核心筒与外框架之间侧向刚度，满足框剪分担率要求，在增加外框架抗震能力的同时，需要 通过在核心筒墙体开设结构洞口的方式，适当消弱核心筒的刚度，形成联肢墙避免长墙肢.
为了保证结构 侧向刚度，连梁截面高度较大，由于连梁高宽比很小，容易过早发生破坏.
此时，通过在结构洞口设置分 离式双连梁的方法，既能保证连梁具有足够刚度，同时连梁的跨高比有效增大，大大改善了连梁的延性， 使剪力墙受力更加均匀.
分离式双连梁沿楼层高度均匀布置，未引起施工难度增大.
在设计过程中，对双连梁模型的结构刚度进行了深入研究，计算结果如图6所示.
结果表明，双连梁 模型相对与原有单连梁模型，结构侧向刚度没有削弱，但是双连梁的耗能能力却比单连梁有较大提高，如 图7所示.
40 40 35 35 35 35 30 90 30 15 换民效 25 20 20 S 15 10 15 10 10 ot 0.15 TO500 0.15 位移（m） 0 0.002 0.004 0.002 00′0 (a)双连梁最大位移 (b）单连梁最大位移 （a)双连梁最大层间位移角 (b)单连梁最大层间位移角 图6采用双连梁与单连梁对结构侧向刚度的影响
对 比分析结果表明，等效单连梁模型可以准确模拟双连梁对整体结构刚度的影响，塔楼结构的自振周期比较 如表3所示，两种模型的结果基本一致.
表3等效单连梁模型与精确双连梁模型的结构自振周期（s） 模态数 双连梁计算模型 等效单连梁计算模型 误差% 1 5.44 5. 49 0.9 2 4. 95 4.94 0.2 3 3. 39 3. 43 1. 2 精确双连梁模型与等效单连梁模型的楼层剪力与弯矩如表4所示，结果也非常接近，误差不超过2%.
故此，可以认为在设计中采用等效单连梁模型模拟双连梁是可行的.
表4等效单连梁模型与精确双连梁模型的楼层剪力与弯矩 双连梁模型 等效单连梁模型 楼层序号 剪力/kN 奇矩/kNn 剪力/kx 弯矩/kNm L18 2159 1930 2131 1916 L19 2131 1904 2100 1888 L.20 2096 1872 2065 1856 1.21 2059 1839 2030 1824 5钢板组合剪力墙设计技术 本工程抗震设防烈度为8度，底部墙肢承受力较大，且在中震作用下墙肢出现拉力，根据剪力墙满足 中震抗剪弹性、抗拉压不屈服的抗震性能指标，在核心筒剪力墙设计中，在地下2层至地上5层的范围内 采用了钢板组合剪力墙，保证墙肢中震受剪弹性，提高底部墙肢抗拉性能，抵抗中震作用下的墙肢拉力.
钢板组合剪力墙的构造与截面承载力分析如图8所示.
在现场进行了钢板组合剪力墙试验，成功避免了钢板组合剪力墙容易出现墙体开裂的间题，如图9所 示.
编制了钢板组合剪力墙计算模块，弥补现有结构设计软件缺少钢板组合剪力墙设计功能的问题，提高 了设计效率.
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肖从真、杜义欣等-丽泽SOHO结构体系研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 丽泽 SOHO结构体系研究 肖从 真！
杜义欣 赵爽李永双程卫红 康志宏 （中国建筑科学研究院，北京100013） （SOHO中国有限公司，北京100020） 提要丽泽SOHO分两个反对称的单塔建筑，每个单塔采用筒体-单侧弧形框架结构体系，两个单塔之间由 4道椭圆形腰析架连接组成一个整体，形成主结构高度191.5m的反对称复条双塔用跨度9-38m弧形钢连廊 组成的结构体系，属于一种特殊的复杂连接结构体系.
本文介绍了该项目的结构方案形成及优化、超限情 况. 关键词丽泽SOHO，复杂连接，超限，高层 0工程概况 北京市丰台区丽泽金融商务区E-04地块商业金融用地项目，简称丽泽SOHO，位于北 京市丰台区丽泽桥东侧，E04地块，北邻丽泽路，东临骆驼湾西路，东临中环路，南面为市 政绿地.
工程主要为办公楼，底部及局部地下室设置商业用房.
总建筑面积约17.28万平方 米，其中地上建筑面积12.40万平方米，建筑效果见图1.
丽泽SOHO结构高度191.5m，地下4层，地上45层.
分两个反对称的单塔建筑，每个 单塔采用筒体-单侧弧形框架结构体系，两个单塔之间由4道椭圆形腰桁架连接组成一个整 体，形成主结构高度191.5m的反对称复杂双塔用跨度9~38m弧形钢连廊组成的结构体系.
筋混凝土核心筒结构的最大适用高度150m的限制，为超限高层结构.
立面效果图 图1典型效果图 单塔内立面 中庭仰视效果图 1结构方案比选 本项目的建筑造型为各层平面螺旋上升，单塔结构扭转，上部结构存在大悬挑，如图2 所示.
图3给出了典型平面图，从图中可以看出，中庭的边线，从L2的左上至右下的方向， 至顶层变为左右水平的方向，从底部到顶部旋转了45度.
该结构的旋转造型，导致结构在 竖向荷载作用下，即产生水平的扭转作用，如图3中L24层示意.
为减小水平扭转作用带 肖从真，男，1967年生，工学博士，研究员.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 来的结构受力的不利以及设备运行的要求，进行了多个方案的比选分析.
图4给出了单塔的 立面展开图，可以清晰看出结构的悬挑情况.
图2单塔模型 L2 L24 图3典型平面示盒图 L40 中庭处内部展开 图4单塔立面展开示意图 外立面展开 方案1：圆钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心简结构体系，双塔之间每隔5层设一道一 层高的桁架连接，挑空区的幕墙面不设支撑上部结构的立柱或斜撑.
方案2：圆钢管混凝土框架-支撑结构体系，双塔之间每隔5层设一道联系楼板，挑空 区的幕墙面按幕墙的龙骨造型设置支撑，支撑刚度较弱.
方案3-1：圆钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构体系，双塔之间每隔5层设一道联 系楼板，挑空区的幕墙面设立柱支撑上部结构：方案3-2：圆钢管混凝土框架-钢筋混凝土核 心筒结构体系，在方案3-1的基础上，在两个单塔的周圈斜柱上打一道斜撑，斜撑数量较少， 在幕墙内和幕墙外的立面，每一个楼层仅出现一根斜撑：方案3-3：圆钢管混凝土框架-钢筋 混凝土核心筒结构体系，在方案3-1的基础上，将立柱换为斜柱.
方案4-1至4-3为圆钢管混凝土框架-支撑结构体系，将方案3-1至3-3的钢筋混凝土核 心筒替换为圆钢管混凝土框架-支撑核心筒.
方案5，在方案4-1的基础上，去掉支撑立柱，加大两单塔之间的连梁，考察立柱对结 构反应的影响.
各对比方案模型如图5所示.
方案1 方案2 方案3-1 方案3-2 方案3-3 方案4-1 方案4-2 方案43 方案5 图5结构体系对比方案
方案2，两个单塔之间由幕墙网格连接，连接很弱，位移角不满足要求，恒载下结构平 面扭转达到525mm，一侧的最大位移达到270mm，扭转位移太大，此方案不成立.
方案5，只用梁连接两个单塔，无立柱和斜撑，恒载下结构平面扭转达到425mm， 侧的最大位移达到215mm，扭转位移太大，说明设置立柱是非常必要的，斜撑的效果亦很 否 同为钢筋混凝土核心筒，方案1的桁架连接，与幕墙大空间处设立柱方案3-1相比，扭 转位移分别为103和68，两方案位移角均满足要求，设置立柱方案效果好.
方案3-2和3-3相比，设立柱与斜柱的效果接近.
但设直柱，在连接楼板处，设直立柱 的柱间间隔最大约10m，梁的跨度比较合适，方案3-3，设斜柱，连接楼板处，斜柱的柱间 间隔最大约23m，用梁连接比较困难.
所以，直柱和斜柱相比，推荐采用直柱或者近似直柱 的方案.
方案3-2与方案4-2相比，钢筋混凝土核心筒与圆钢管框架-支撑的核心筒相比，钢筋混 凝土核心筒的刚度大，平面的扭转位移和位移角结果均较好.
方案3-2最优.
表1各方案主要计算结果对比 周期 静力下 结构扭转/mm 水平地震作用下 层间位移角 方案1 T1: 4.1 X：恒103.活26 X向地震：1/736 （混凝土筒，布架连接，无挑空区立 T2:3.8 Y:恒102，活9 Y向地震：1/644 柱） T3: 2.3 方案2（框架支撑筒，挑空区立柱为 T1: 6.9 X：恒525，活180 X向地震：1/345 幕墙分格，连接弱） T2: 6.3 Y:恒400 活136 Y向地震：1/186 T3: 4.6 方案3-1 T1: 4.06 X:恒68，活14 X向地藏：1/620 （混凝土筒，楼板连接，挑空区有 T2: 4.02 Y:恒51，活10 Y向地震：1/636 立柱，无斜撑） T3: 2.56 方案3-2（混凝土简，楼板连接，挑 T1: 3.74 X：恒53，活10 X向地震： 1/771 空区有立柱，立面有斜撑） T2: 3.67 Y:恒41，活7 Y向地震：1/710 T3: 2.23 方案3-3（混凝土简，楼板连接，挑 T1: 3.91 X:恒50，活10 X向地震： 1/689 空区有斜柱，立面有斜撑） T2: 3.50 Y:恒37，活8 Y向地震：1/684 T3:2.39 方案4-1（框架支撑筒，楼板连接， T1:5.28 X:恒143，活28 X向地震：1/456 挑空区有立柱，无斜撑） T2: 4.82 Y:恒109，活22 Y向地震：1/434 T3: 3.51 方案4-2（框架支撑筒，楼板连接， T1: 4.63 T2: 4.31 X:恒97，活19 X向地震：1/678 挑空区有立柱，立面有斜撑连接） Y向地震：1/499 T3: 2.84 方案4-3（框架支撑筒，楼板连接， T1: 5.06 X:恒119，活26 X向地震：1/421 挑空区有斜柱，立面有斜撑连接） T2: 4.42 Y:恒90，活16 Y向地震：1/445 T3: 3.28 方案5（框架支撑简，楼板连接，挑 T1: 5.71 X:恒425，活90 X向地震：1/471 空区无立柱，无斜撑） T2: 5.08 Y:恒321，活68 Y向地震：1/310 T3: 3.63 2 结构体系介绍 根据上节结构体系比选的介绍，最优方案为方案3-2，但该方案不能满足建筑师的意图， 最终将方案1进行优化加强，作为最终采用的结构体系.
优化措施为：增大核心筒面积、减
丽泽SOHO办公楼为结构主面高度191m的反对称复杂双塔用跨度9~38m弧形钢连廊 组成的结构体系.
由筒体-单侧弧形框架的两个单塔与椭圆形腰桁架组成，双塔之间在第13、 24、35层每个设备层及顶层处各设置一道连桥及腰桁架，见图3.1-1所示.
结构的抗侧力体 系主要由以下几种构件组成：圆钢管混凝土斜柱、钢筋混凝土核心筒、腰桁架、塔楼之间的 连桥等，如图6所示.
图6图泽SOHO主要受力体系 3超限情况分析 3.1超限情况界定 本结构为混合结构，属于表中的型钢混凝土外框-钢筋混凝土筒结构，8度区限制高度 为150m，本结构高度191.5m，超高27.7%.
考虑偶然偏心的扭转位移比最大为1.26，超过大于1.2：属于多塔、连体结构.
两个单塔之间有多道连桥连接，属于复杂连接结构.
综上所述，本结构为复杂的超限高层结构，进行了超限审查.
3.2性能化设计指标 结构顶部存在大悬挑，自重下存在扭转：结构体系为筒体-单侧弧形框架的两个单塔与 椭圆形腰桁架组成的结构体系，结构体系复杂.
参考混合结构的钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒结构，在8度区的限值高度为150m， 本建筑结构高度为191.5m，超高27.7%.
结构的抗震性能目标选为"C" 多遇地震下的性能水准为"1"，弹性设计.
结构完好、无损坏，不需修理即可继续使用， 即关键构件、普通竖向构件、耗能构件等均无损坏.
设防烈度地震下的性能水准为"3”，剪力墙等主要构件为中震不屈服，钢管混凝土柱落 地斜柱中震弹性.
结构总体上为轻度损坏，经一般修理或局部加固后可继续使用，即关键构 件轻微损坏、普通竖向构件轻微损坏，耗能构件轻度损坏、部分重读损坏.
结构上半部分大悬挑部位，楼面的钢梁不考虑楼板刚度，考虑中震竖向地震，按中震弹 性进行拉弯及压弯进行设计.
预估的罕遇地震下的性能水准为"4"，剪力墙抗剪截面、Y形柱、两个单塔之间的钢结 构连桥、顶部悬挑部位的楼面拉梁、连桥附近的楼面水平支撑满足大震不屈服：整体结构满 足“大震不倒"，大震下弹塑性位移角<1/100. 结构中度损坏，经过修复或者加固后可继续使 用，即关键构件轻度损坏，普通竖向构件部分构件中度损坏，耗能构件中度损坏、部分比较 严重损坏. 各种构件的详细性能目标见表2. 除满足表2的性能目标外，尚需满足一侧单塔结构除 位移外的指标满足中震不屈服工况的承载力验算要求. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2各种构件的性能目标 小震 中震 大霞 圆钢管混凝土柱 弹性 弹性 不屈服 落地斜柱 外挑落地斜柱 弹性 弹性 不届服 钢框架梁 弹性 不屈服 钢连桥上下弦 弹性 弹性 不屈服 连桥附近楼面水平桁架 Y型柱节点 弹性 不届服 剪力墙 弹性 不屈服 不届服工况 墙肢拉力不大于24 满足抗剪截面限值条件 腰架斜撑 弹性 不屈服 4主要计算结果 表3和图7给出了结构的主要周期及振型结果，结构的前两阶振型为纯平动的振型，第 3阶为纯扭转振型，扭转平动周期比为3.17/4.29=0.74，满足规范不超过0.85的要求. 表4给出了规范设计语下的结构自重及基底作用力，表5给出了结构位移情况，表6 给出了结构扭转位移比情况，表7给出了框架承担结构剪力比情况. 表3结构的主要周期及振型结果 振型号 周期 转角 平动系数（XY） 扭转系数（Z) 1 4.2873 916 1 (0.001.00) 0 2 3.8379 1.6 1 （1.000.00) 0 3 3.1702 172.09 0.44 (0.420.01) 0.56 4 1.1216 125.48 1 (0.340.66 ) 0 5 1.0676 12.49 0.5 (0.440.06 ) 0.5 6 1.0602 35.88 0.94 ( 0.620.32 ) 0.06 第1阶（Y向）第2阶（X向）第3阶（扭转振型）第4阶（Y向二阶）第5阶（X向二阶）第6阶（二阶捆转） 图7主要振型图 表4规范设计谱下的结构自重及基底作用力 项目 SETWE Etabs 恒载产生的总质量（0) 163209 活载产生的总质量（) 17871 重力代表值的单位重量 结构的总质量（） 181080 180500 1.46 t/m² X Y X Y 底部剪力（kN） 48916 47378 50670 47390 地震作 底部剪重比 2.71% 2.62% 2.81% 2.63% 用 （剪重比规范限值） 3.02% 2.78% 3.2% 2.92% 底部总倾覆弯矩（kN-m） 5609242 5366675 5396000 5100000
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聂祺、杨韬等-某高层建筑结构抗震设计之思考.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文2014年 某高层建筑结构抗震 设计之思考 聂祺 ，杨韬 ，罗瑞，唐曹明2 （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，北京100013） 提要：某商业中心，地下2层，功能为车库、商业及辅助用房，地上18层，1、2层为商业，3层以上为公寓，为实现育业 层大空间使用需求，商业层部分剪力墙开设洞口，从抗震角度看，剪力墙开设洞口往往容易导致刚度突变，为满足刚度比要 求，落地剪力墙常集中布置在核心简位置，往往刚度过大造成应力集中，容易形成薄弱部位.
对整体结构进行抗震分析，分 析结果表明：商业层核心筒外墙在小震下内力集中，大震作用下结构发展弹塑性以后内力向落地简转移，育业层核心筒外墙 破坏较为严重.
为解决上述问题，对结构方案进行调整，采取如下技术措施：加大商业层独立落地墙肢厚度，减弱落地核心 简厚度，同时弱化核心简上部刚度，并在核心简外墙中部设置结构润.
调整后分析结果表明，育业层核心筒外墙破坏程度大 大减轻，避免形成薄弱部位，说明针对本工程采取的技术措施是有效的，可供同类工程设计参考.
关键词：高层建筑，抗震设计，弹塑性分析，薄弱部位 0引言 对于底部剪力墙开洞框架-剪力墙结构体系，楼层等效刚度比是影响结构抗震性能的主要因素之一，等 效刚度比过小，则下部楼层易形成薄羽层，反之，等效刚度比过大，则上部楼层墙体易于破坏，因此底部 剪力墙的数量和布置就成为这类底部剪力墙开洞框架-剪力墙结构设计中的关键问题，本文针对某具体 工程对底部剪力墙的数量及均匀性进行分析及调整，并给出相关建议，供类似工程设计参考.
1工程概况 某商业中心，由18层主楼和2层裙房组成，主楼及 裙房均设2层地下室，总建筑面积约为40000m²，主楼总 高度为75m，平面尺寸为83mx19m，其中地下2层为车 库，地下1层为商业及辅助用房，主楼及裙房地上1、2 层为商业，3层以上为公寓，主楼高宽比为3.9，长宽比为 4.3，工程效果图如图1所示.
2结构选型及方案比选 本工程建筑平面长宽比较大，纵横向刚度差别较大， 图1工程效果图 不利整体扭转，且平面长度超过规范限值，若分缝将给建 筑造成不利影响，因此不设置结构缝，整体结构采用一个结构单元，结合建筑平面及功能要求，对称均匀 布置剪力墙，重点把剪力墙布置在短向以增加其侧向刚度，为增强结构抗扭刚度，于建筑物两侧楼梯间、 电梯间周边设置剪力墙形成双核心筒，最终两个主轴方向的结构刚度和动力特性相近，具有较好的抗震性 能，能满足建筑要求，使得建筑造型得以实现.
为满足底层商业大空间的建筑功能需求，电梯间和楼梯间周边的剪力墙筒上下对齐落地，周边框架柱 两侧翼墙亦对齐落地，其余内部剪力墙在商业楼层开设洞口，为满足商业层和公寓层的层刚度比要求，对 上部墙体的布置进行弱化以取得尽可能合理的侧向刚度比，为提高商业楼层的整体性，提高非落地墙的内 作者简介：聂横（1977-)，男，博士，副研究员
商业层及公寓层的结构 平面布置图详见图2及图3.
图2商业层平面布置图 图3公寓层平面布置图 3结构计算分析 3.1侧向变形 多遇地震作用下主楼结构楼层位移如图4所示，层间位移角如图5所示，由图4可知，结构的侧向变 形特征为典型的弯剪变形特征，说明框架和剪力墙部分的刚度特征值较为合理.
由图4及图5可知，楼层 侧向位移及、层间位移角曲线均较为平缓，商业楼层与公寓楼层交接部位没有明显的刚度突变，无结构薄 弱层存在，说明本工程对刚度的控制措施和方法是有效的.
29 20 8. 鸡 18 I6 14 14 I2 12 0.001 受层位移(=) 层间位移角(rod) 图4地震作用下楼层位移 图5地震作用下楼层层间位移角 3.2关键剪力墙分析 以首层核心筒外墙W-1为例（位置如图2所示）进行分析，剪力墙构件单工况内力及组合内力计算结果 见下表.
从表中可以看出，多遇地震作用下墙肢组合轴力为拉力，构件设计为拉弯构件设计.
原因在于8 度地震作用较大，同时核心筒刚度过大.
落地开洞剪力墙所承担的内力转移到落地核心筒，导致核心简外 墙处于不利的拉剪、弯受力状态，在地震作用下易导致脆性破坏，延性较差.
为验证关键竖向构件的抗震性能，进行大震动力弹塑性时程分析4516，罕遇地震作用后核心简外墙 混凝土受压损伤因子分布如图6所示.
从图6可以看出，大震作用下商业层核心简外墙混凝土最大受压损 伤因子达到0.9，说明墙肢出现严重破坏.
墙肢破坏首先从中部开始，逐渐向墙肢外边缘扩展，最终受压
损伤因子达到0.9的区域超过墙肢宽度的1/2，破坏较为严重.
综合来看，墙肢破坏机理均为拉伸、剪切破 坏，属于脆性破坏，构件延性较差.
而公实层核心筒外墙墙体受压损伤因子小于0.5，破坏较轻，说明商 业层核心筒塑性变形集中较为严重，形成薄弱部位.
因此，与建筑专业协调，对结构方案做出调整，加大 开洞剪力墙落地墙的厚度，尽可能增加落地墙长度：去掉部分核心简内墙，将上部公寓层核心简墙体厚度 图6方案调整前核心筒外墙损伤图 图7方案调整后核心简墙股损伤图 减薄，同时在核心筒横向外墙中部开设结构洞口，通过调整墙体翼缘长度使得洞口上方连梁跨度适中，这 样即可避免刚度过分减小又可以使得配筋较为经济.
方案调整后墙肢内力见表1，由表1可见，墙肢的拉 力及弯矩大大降低，受力状态趋于合理，有效的调整了构件的破坏机理，提高了构件延性.
方案调整后进 行大震弹塑性分析，大震作用下核心筒外墙破坏情况分析结果见图7，由图中可见方案调整后核心简外墙 的破坏部位由墙肢破坏调整为连梁破坏，破环机理及部位较为合理，避免了竖向关键构件集中破坏的问题.
方案调整前A轴交4轴剪力墙洞口墙肢破坏情况见图8，从图中可以看出，混凝土受压损伤因子达到 0.8且集中在中部，破坏较为严重.
将墙肢厚度由400mm调整为600mm，调整后分析结果见图9，从图可 ▪ -1.0) 图8方案调整前开洞剪力墙损伤分布图 图9方案调整后开洞墙损伤分布图 以看出，墙肢加厚以后墙肢受压损伤因子为0.4，说明增加墙肢厚度有改善了墙肢的破坏程度，可用于施 3
4结论及设计建议 本文对某高层结构进行了抗震性能分析，可以得到以下结论供类似工程参考： 1）对于底部剪力墙开洞框架-剪力墙结构体系，底部独立落地剪力墙和核心筒落地剪力墙的刚度比例 关系要合理，尽量增加落地独立墙所占比例，以防止核心筒应力集中成为薄弱部位.
2）落地核心筒由于应力集中，外墙长度超过8m很容易导致剪切破坏，开设结构润口可将其破坏机理 由墙肢剪切破坏转化为连梁剪切破坏，以形成合理的耗能机制.
3）剪力墙开设洞口以后，洞口单侧墙肢破坏较为严重，采取相应技术措施（增加墙厚）有效的降低构件 的破坏程度.
参考文献 [1]GB50011-2010.建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [2]JGJ3-2011.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. [4]聂祺高层钢箭混凝土结构非线性动力时程分析研究[D]北京，中国建筑科学研究院.博士学位论文2009. [5] LUBLINER J OLIVER J OLLER S et al. A plastic damage model for concrete[ J . Interational J. of Solids and Structures 1989 25( 2) .102-113 [6] LEE J FENVES G L. Plastic damage model for cyelic loading of concrete structures[ J]. JI. of Engineering Mechanics 1998 124(8) .204-216
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耿娜娜、徐自国等-厦门裕景SOHO塔楼结构动力弹塑性分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 厦门裕景 中心SOHO塔楼结构动力弹塑性分析 耿娜娜 ，徐自国 ，任重翠！
（1.中国建筑科学研究院，北京100013） 摘要：厦门裕景中心SOHO塔楼属于扭转不规则、总高度超限并带有加强层的复余高层建筑.
本文采用ABAQUS 弹塑性分析方法对结构进行了罕遇地震输入下的弹塑性计算，研究本工程结构在强烈地震作用下的非线性动力响应，通过 分析结构楼层最大位移、最大层间位移、最大基底剪力等整体结构的弹塑性行为，以及结构加强层、结构顶层等关键部 进措施，同时对本工程结构中的薄弱部位进行了优化设计.
关键词：复杂高层建筑结构，动力弹塑性分析，性能优化设计 1工程概况 厦门裕景中心项目用地位于鹭江道与厦禾路交叉口西南侧，与 鼓浪屿隔海相望，是集SOHO、商场、五星酒店为一体的综合发展项 目.
总建筑面积220，626平方米（包括地上、地下），地上总建筑面积 为148 085平方米，地下4层主要功能分别为商业、地下车库和设备 用房，总埋深为17.4米.
地上一栋S0H0塔楼，48层，高210米（结 构高度200.6米）：一栋五星级酒店塔楼，18层，高88米（结构高度 77.9米）：商业裙房五层，高33.5米（结构高度28.4米）.
裙房和酒 店之间连桥一和连桥二.
结构抗侧力体系：厦门裕景SOHO塔楼为钢筋混凝土框架一核心 筒结构，属于超B级限高的高层建筑.
楼盖采用钢筋混凝土梁、板体 系.
上部结构嵌固部位取首层楼面.
剪力墙均为落地混凝土墙.
核心 图1.1结构抗侧力体系示意图 筒钢筋混凝土剪力墙厚度由首层到顶层从1000mm~600mm逐渐变化， 竖向构件钢筋混凝土强度等级由C60过渡到C50，.
本楼第L18、L34层为设备层/避难层，此层设置加强层， 在加强层内设置伸臂和环向腰桁架.
S0H0塔楼结构模型抗侧力体系见图1.1，主要抗震设计参数见表1.1. 表1.1厦门裕景SOHO塔楼抗震设计参数 抗震设防类别 抗震设防烈度 设计基本地震加速度值 设计地震分组 场地类比 场地特征周期 塔楼丙类 7度 0. 15g 第二组 II类 0. 40 秒 2结构弹塑性分析的目的 本工程为超限高层建筑结构.
依照《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）、《高层建筑混凝土结构技术 规程》（JGJ3-2010）及《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》（建设部建质[2006]220号）的 耿娜娜(1973一)，女，硕士，工程师
在建筑物高度上，本项目超限11%.
高宽比为200.6/34.2=5.91.2，属于扭转不规则.
通过弹塑性分析，拟达到以下目的： 1）对结构在设计大震作用下的非线性性能给出定量解答，研究本结构在强烈地震作用下的变形形态、 构件的塑性及其损伤情况，以及整体结构的弹塑性行为，具体的研究指标包括最大顶点位移、最大层间位 移及最大基底剪力等： 2）研究结构关键部位、关键构件的变形形态和破坏情况，重点考察的部位主要包括但不限于下列部 位：结构的加强部位、加强部位上下各1~2层的范围、结构的顶层等： 3）论证整体结构在设计大震作用下的抗震性能，寻找结构的薄弱层及薄弱部位： 4）根据以上研究成果，对结构的抗震性能给出评价，并对结构设计提出改进意见和建议.
3弹塑性时程分析方法 3.1分析软件考虑的非线性因素 本报告计算分析采用大型通用有限元分析软件一ABAQUS，钢筋混凝土梁柱单元采用了建研科技股份有 限公司自主开发的混凝土材料用户子程序进行模拟.
弹塑性分析过程中，以下非线性因素得到考虑： （1）几何非线性：结构的平衡方程建立在结构变形后的几何状态上，“P-A”效应，非线性屈曲效应， 大变形效应等都得到全面考虑： （2）材料非线性：直接采用材料非线性应力-应变本构关系模拟钢筋、钢材及混凝土的弹塑性特性， 可以有效模拟构件的弹塑性发生、发展以及破坏的全过程： （3）施工过程非线性：本结构为超高层钢筋混凝土结构，较为细致的施工模拟与结构的实际受力状态 更为接近，分析中按照整个工程的建造及加固过程，总共分为5个施工阶段，伸臂桁架后装，采用“单元 生死”技术进行模拟.
具体为：激活结构第L01层~第107层结构，加载并计算：激活结构第L08层第 18.5层结构，加载并计算：激活结构第L19层~第L34.5层结构，加载并计算：激活结构第L35层及以上 结构，加载并计算：激活伸臂桁架.
需要指出的是，上述非线性因素在计算分析开始时即被引入，且贯穿整个分析的全过程.
3.2计算分析模型的构建 在构建弹塑性分析模型的过程中，采用的方法及假定如下： 1)模型的几何信总：考虑到较为准确的弹塑性分析需要模型具有足够的网格密度等因素，针对结构模 型中的墙、楼板、梁柱等进行网格剖分.
网格剖分完成后，Abaqus模型单元共计98386个，其中剪力 墙及楼板壳单元共计70667个.
2)模型的材料参数：材料强度及应力应变关系等首先参照我国规范规定采用，对于规范无具体定义的 参数则根据公开发表的文献和我们对该问题的研究及工程应用经验确定.
3）楼板模拟：对于楼层采用弹性楼板（壳单元模拟）假定，并按照实际输入楼板厚度.
4）结构质量分布模拟：与弹性设计模型一致，直接将质量及荷载计入相应构件中.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.3结构阻尼 结构阻尼是结构动力学中的重要念.
在进行动力分析中，结构阻尼的模拟方法及取值的不同对结构 的动力响应有一定影响.
工程应用中，弹性分析中通常采用引入振型阻尼的方式加以考虑（即对于各振型 采用阻尼比）.
在进行动力弹塑性分析中，通常认为结构在构件出现塑性变形或损伤之前，结构初始阻 尼与弹性保持一致，而当结构构件发生塑性及损伤后的阻尼增大现象则由材料的非线性滞回性能自动计 入.
在本报告分析中结构初始阻尼采用的阻尼形式如下： c=ml M 式中：m：为结构质量矩阵；及依次为结构第n阶自振频率及相应阻尼比；中为结构振型矩阵.
上述形式为结构初始阻尼表达的一般形式，根据选取自振特性及参数的不同可以退化为瑞利阻尼形式，本 工程计算中选取了结构前40阶振型，累积振型质量参与系数90%以上，各振型阻尼比均为5%.
3.4地震输入的选择 根据《建筑抗震设计规范GB50011-2010》5.1.2条3款规定，采用设计单位提供的地震波记录，选波 情况如表3.1所示，三组波中结构基底剪力结果，X主向最小为反应谱法计算结果的75.1%（主波），Y主 向最小为反应谱法计算结果的77.3%（主波）：三组波结构基底剪力平均值X主向为反应谱结果的85.7%， Y主向为反应谱结果的90.0%，可知所选用地震波符合规范要求.
表3.1单向输入大震弹性时程分析与反应谱分析结构基底剪力（kN） X X向各波/反应谱 Y Y向各波/反应谱 反应谱 231950 223351 人工波x 237976 102.6% 241634 108. 2% 人工波y 213875 92. 2% 223750 100. 2% L0472 波 206956 89. 2% 209220 93. 7% L0473 波 214802 92. 6% 221427 99. 1% L2625 波 174258 75. 1% 172620 77. 3% L2623 波 144837 62. 4% 137583 61.6% 各主输入方向波均值 198784 85. 7% 201039 90. 0% 根据选出的三组（包含两方向分量）地震记录、采用主次方向输入法（即X、Y方向依次作为主次方 向，各组波主方向选与反应谱比值较大的人工波x、L0473波、L2625波为主方向）作为本次动力弹塑性分 析的输入，其中两方向输入峰值比依次为1：0.85（主方向：次方向），主方向波峰值取为310gal.
3.5地震分析工况 1）首先，对结构进行三组地震记录、双向输入并轮换输入主方向，共计6个工况的大震动力弹塑性分 析，重点考察弹性设计中对结构采取的性能设计部位的构件响应，给出其大震作用下的量化表达，并评估 其进入弹塑性的程度，进而给出设计改进建议： 构的薄弱部位，并给出设计改进建议.
4罕遇地震作用下结构弹塑性分析结果 4.1基本频率分析
表4.1为经过细 分网格后ABAQUS模型计算的结构主要信息，并与Sap计算结果的对比.
Sap模型质量为200790ton，ABAQUS 的模型质量为200958ton.
通过对比Sap模型与Abaqus模型可知，结构总质量与周期产生差别的原因主要 在于：Abaqus模型中单独考虑了钢筋的质量和刚度.
ABAQUS 模型中第一阶扭转振型的周期与第一阶水平 振动周期之比为2.981/4.643=0.642，满足《高规》3.4.5中，比值不超过0.85的规定.
表4.1Sap模型与Abaqus模型计算结果比较 Sap ABAQUS 结构总质量（重力荷裁代表值：吨） 200790 200958 T1（s，Y方向一阶平动） 4. 679 4. 643 T2（s，X方向一阶平动） 3. 912 3.742 T3（s 一阶扭转) 3. 131 2.981 T4（s，Y方向二阶平动） 1. 252 1. 194 T5（s，X方向二阶平动） 1. 196 1. 139 T6 (s 二阶扭转） 1. 105 1. 052 4.2罕遇地震作用下基底剪力 表4.2给出了基底剪力峰值及剪重比统计结果，三组波、6种工况输入下，结构地震反应剪重比约为 6.07%~9.26%.
表4.2大震时程分析底部剪力对比 X为输入主方向 Y为输入主方向 Vx (kN) 剪重比 Vy (kN) 剪重比 人工波 182300 9.26% 156200 7.93% L0473 173300 8. 80% 159800 8. 11% L2625 119600 6. 07% 140500 7.13% 包络值 182300 9. 26% 159800 8. 11% 4.3罕遇地震作用下，楼层位移及层间位移角响应 B 图4.1L01~L47层结构位移参考点示意图 图4.2机房层~停机坪层结构位移参考点示意图 如图4.1、4.2所示，在每层周边框柱位置取四个参考点A、B、C、D，结果整理过程中根据各点位移 的时程输出求得层间位移以及最大层间位移角等数据.
需要说明的是由于计算工况较多，以下结果仅给出 四个参考点的最大值以及人工波作用下四个参考点的层位移及层间位移角分布情况.
表4.3汇总了取四个 参考点的最大值时，三组波分别取X、Y方向为主方向时的结构位移结果.
X为输入主方向时，楼顶最大位 移为575mm，楼层最大层间位移角为1/194，在第L32层：Y为主输入方向时，楼顶最大位移为762mm，楼 层最大层间位移角为1/156，在第L47层.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表4.3大震弹塑性分析结构顶点最大位移及最大层间位移角统计 人工波 L0473 波 L2625 波 包络值 顶点最大位移（n） 0.57543 0 52256 0. 42999 0. 57543 输入主方向 0. 00496 0. 00515 0. 00379 0. 00515 最大层间位移角及对应楼层 1/202 1/194 1/264 1/194 1.32 L32 L47 L32 顶点最大位移（） 0.7622 0. 56526 0. 65108 0. 7622 输入主方向 0. 00642 0. 00547 0. 00-192 0. 00642 最大层间位移角及对应楼层 1/156 1/183 1/203 1/156 L47 L32 L32 L.47 0. 4 0.90 1. 1: 0. 84 4 096 0.084 9. 11 0. 800 0.802 0. 684 81.686 1.068 0.01 图4.3人工波作用下四个参考点最大位移及层间位移角响应 图4.3为四个参考点在人工波作用下的最大位移和层间位移角响应.
可以看到，在人工波作用下，X 为输入主方向，A、B、C、D点的位移结果基本一致：Y为输入主方向时，各点位移有一定差别，结构具有 一定的扭转效应.
Y为主方向输入时，机房层外侧柱子部分屈服，由于机房层~停机坪层选取墙上节点为参 考点，导致A、B列参考点楼层位移和楼层位移角出现突变.
4.4罕遇地震作用下，结构损伤状态 4.4.1境的损伤破坏情况 受压损伤因子 受压应力 0 002 0. 004 0.006 800“ 0 010 混减土压应变 图4.4剪力墙主要受力墙股编号示意图图 图4.5剪力墙混凝土压应力一应变关系和受压损伤因子一应变关系
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顾磊、卢帅-多层钢结构住宅体系弹塑性抗震分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 ④) 2400 6) 3900 3300. 3260 20 20. 3300 3900 p² E- 7-1 3 2 2] z2 LL z ) 3 3 3 z- L-1 13706 C 3 22 [2-1 L-1 z L2 B 40 490 1990 _3300 23400 3300 3990 2) ③ ③ ) 9 a)结构平面布置图 b）钢支撑右置图 图3多层钢框架支撑结构模型 2.2模态分析 结构前6阶振型的自振周期及振型参与质量见表8.
表8钢框架支撑结构模型前6阶振型自振周期及振型参与质量 振型 周期（s） X向参与 Y向参与 RZ向参与 X向累计参 Y向累计参 RZ向累计参 质量（%） 质量（%） 质量（%） 与质量（%） 与质量（%） 与质量（%） 1 1.562 83.4 0 0 83.4 0 0 2 1.041 0 78.0 0 78.0 0 3 0.746 0 0 77.9 78.0 77.9 4 0.590 11.4 0 0 94.8 78.0 77.9 5 0.340 0 16.4 0 94.8 94.4 77.9 6 0.336 2.6 0 0 97.4 94.4 77.9 2.3振型分解反应谱分析 结构模型的振型分解反应谱分析计算结果见表9. 表9钢框架支撑结构反应谱分析计算结果 水平双向X 水平双向Y 单独X向 单独Y向 向为主 向为主 规范限值 X向最大位移（mm） 36.8 0 36.8 31.2 Y向最大位移（mm） 1.3 24.2 20.6 24.2 x向最大层间位移（mm） 0 7.4 6.3 Y向最大层间位移（mm） 0.2 4.1 3.5 4.1 最大层间位移角 1/414 1/736 1/414 1/487 1/250 X向基底剪力（kN） 910 0 910 596.3 Y向基底剪力（kN） 0 1034.9 879.7 1034.9 剪重比 0.039 0.058 0.049 0.058 0.032 2.4动力弹性时程分析 三条地震波输入下的动力弹性时程分析计算结果，分别见表10.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表10钢框架支撑结构动力弹性时程分析计算结果 水平双向X向为主 水平双向Y向为主 天然波1 天然波2 人工波 天然波1 天然波2 人工波 规范限值 X向最大位移（mm） 06 28.3 35.7 24.6 24.1 30.4 - Y向最大位移（mm） 26.1 19.6 20.5 30.6 22.9 23.9 X向最大层间位移（mm） 6.6 6.5 7.4 5.6 5.5 6.3 Y向最大层间位移（mm） 5.0 3.1 3.5 5.9 3.6 3.9 最大层间位移角 1/523 1/462 1/466 1/507 1/544 1/548 1/250 X向基底剪力（kN） 630.0 600.8 712.9 535.5 510.6 606.0 - Y向基底剪力（kN） 959.3 808.2 912.1 1128.6 950.8 1073.1 - 剪重比 0.053 0.045 0.051 0.063 0.053 0.060 0.032 2.5静力弹塑性 分析 结构模性能点处的信息见表11.
表11钢框架支撑结构模型性能点处信息 S(mm) D (mm) V (kN) 等效周期（s） 等效阻尼（%） 最大层间位移（mm） 层间位移角 规范限值 151.9 207.9 3438 1.6 7.5 43.4 1/79 1/50 2.6动力弹塑性时程分析 三条地震波输入下动力弹塑性时程分析计算结果，分别见表12.
表12钢框架支撑结构动力弹塑性分析计算结果 天然波1 天然波2 人工波 X向 Y向 X向 Y向 x向 Y向 规范限值 顶点最大位移（mm) 170.1 112.3 154.0 115.6 239.6 112.9 - 最大层间位移（mm） 37.3 20.4 35.7 21.8 51.5 19.0 - 最大层间位移角 1/92 1/146 1/84 1/137 1/60 1/158 1/50 基底剪力kN) 2754.4 3286.1 2468.3 3201.8 剪重比 0.153 0.183 0.137 0.185 0.178 0.168 3多层钢框架一混凝土核心筒结构住宅弹塑性抗震 分析 3.1结构模型的确定 最终确定的钢框架一混凝土核心筒结构模型和结构模型构件材料分别如图4和表13所示.
表13多层钢框架一混凝土核心筒结构模型构件材料表 编号 截面尺寸 材料标号 1Z 1-4层:HW350×350×12/195-7层：HW300×300×10/15 Q345 Z2 1-4层：HW200× 200×8/12 Q345 HN 300 ×150 × 6.5/9 Q235 L-2 HN 250 ×125×6/9 Q235 L-3 HN 200 ×100× 5.5 /8 Q235 LL 200×1000 ZC B 100×14 Q235 核心筒 200 C30
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韩光翔、赵国等-某超长框架温度效应计算分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某超长 框架 温度效应计算分析 韩光翔 ，赵国 ，高放，刘鹏 （大连市建筑设计研究院有限公司，大连116021） 摘要：为避免超长的混凝土结构在施工及使用阶段发生开裂，应进行温度应力分析.
本文以一个超长混凝土框架 为例进行计算，在考虑混凝土收缩和徐变的前提下，分析其温度应力的变化规律.
由于在混凝土结构形成和使用 过程中环境温度不断变化，而且混凝土收缩和徐变均为曲线变化，建议采用施工模拟进行温度应力的过程分析.
从分析结果看施工阶段后浇带闭合后的降温及收缩是其温度应力控制因素，从受力部位看中部薄弱位置梁板的拉 力是最不利的影响因素.
本文可为今后的类似工程提供借鉴.
关键词：温度应力分析：收缩和徐变：施工模拟 1前言 近年来随着大型公建的不断出现，超长的混凝土结构也越来越常见.
对于这些超长混凝土结构，仅采 用后浇带，没有足够的计算分析和有效的抗裂措施，无法保证结构在温度变化和自身收缩的情况下不出现 大面积开裂.
混凝土结构的温度效应包括温差效应和混凝土收缩效应，其中温差效应又包括施工阶段的温差效应和 使用阶段的温差效应.
在结构的使用阶段，结构外围形成保温系统，内部有空调，其使用阶段实际温度变 化小于施工阶段.
而混凝土收缩效应会导致其体积有减小的趋势，由于受到结构自身约束的限制，混凝土 结构内部会产生拉应力：通常采用的处理措施是将混凝土收缩等效成收缩当量温差，与最大外界温差相叠 加后作用于结构.
根据以往的工程经验，降温效应和混凝土收缩是引起超长混凝土结构开裂的主要原因.
此外由于混凝土并非纯粹的弹性材料，存在徐变效应，会导致结构内部的应力松弛，使其实际应力远 小于弹性计算值，因此不能忽视混凝土结构的徐变效应.
2混凝土的收缩和徐变模式 有关混凝土的收缩和徐变的计算模式很多，当前国内外常用的模式主要有：CEB一FIP模式，BP一2 模式，ACI-209模式以及FTells的解析法等，国内的《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》 附录F中的计算方法与CEB-FIPMC90基本类似.
对于混凝土徐变效应造成的应力松弛，工程设计中通常简化为按弹性计算的温差应力乘以应力松弛系 数.
在王铁梦的《工程结构裂缝控制》口中提出了考虑混凝土龄期及荷载持续时间影响下的应力松弛系数， 其值约为0.3：在文献中，提出了考虑配筋率影响和徐变系数的应力松弛系数计算公式如下： R(1.)= 1.1 1 x(1 )(r.) (1) 其中x（t)为混凝土老化系数，（r.)为混凝土的徐变系数.
韩允翔，1975.7出生，男，硕土，高级工程师
由CEB-FIP模式，其混凝土收缩曲线和徐变曲线分别见图1和图2， 段的温度应力变化.
Tiae(lays) Tiae(Ways) 1:24 40 天 图1CEB-FIP模式混凝土收缩曲线 图2CEB一FIP模式混凝土徐变曲线 工程概况 大连某商业建筑为三层商业裙房和两层地下车库组成，上部结构嵌固于地下室顶板.
裙房采用框架结 构，其一层结构平面见图3.
当地抗震设防烈度为7度（0.1g），设计地震分组为第一组，框架抗震等级为 二级.
图3裙房一层顶结构平面图 2
由于业 主和建筑专业的要求不可以设缝，其结构长度远超出《混凝土结构设计规范》对现浇混凝土框架的要求， 为防止结构在施工阶段和使用阶段产生较大的裂缝，应对其进行温度作用分析.
本文根据CEB一FIP模式， 对此结构的施工和使用期间的温度应力变化进行施工模拟计算.
4温度计算及结果分析 4.1气象条件 本文参考的大连地区的气象统计资料见表1 表1大连近年气象统计资料 月份 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 月平均最高气温 -1 1 7 14 20 24 26 27 24 18 10 3 月平均最低气温 -7 -5 0 6 12 17 21 22 17 11 3 -4 月平均气温 4. 9 3. 4 2. 1 9. 1 18.5 2324 20. 6 13. 6 18 4.2施工模拟过程 施工过程如下：本工程地上仅有三层，假定后浇带之间的分块工程均完成于8月（月平均最高气温 27℃），经历90天后于11月在10C闭合后浇带，再次经历60天后到达第二年的最低温（-7C），并于第 二年完成砌筑和内外装工程，第三年使用.
施工阶段：计算第150天、180天和300天的温度应力：使用阶段：室内常年设计温度为15℃～ 25℃，各层可能达到的最低温度取为5℃，所以按此计算第300天、450和800天的温度应力，详见表2.
表2施工模拟过程 时间序列 1 2 3 4 5 6 7 时间节点 第一年8月 第一年11月 第二年1月 第二年2月 第二年8月 第三年1月 第四年1月 总时间经历（天） 0 90 150 180 300 450 800 结构温度 （变温幅度） 27 10(17) 7 (17) ()s- 22 (27) 5 (17) 5(0) 4.3计算结果及分析 采用SAP2000作为分析软件，计算主体结构的温度应力.
在时间序列3（150天）的一层顶楼板主应力 云图见图4，一层顶梁轴力图见图5，在时间序列2（90天）的A-A视图柱弯矩见图6，时间序列3（150天） 的A-A视图柱弯矩见图7. 3
2.从时间历程上看，最大的温度应力出现在时间序列3，即在施工阶段后浇带闭合后的第二年1月，此 时出现了最大的季节降温和大部分的混凝土收缩及徐变：此后，随着环境温度的上升、混凝土收缩及徐变 的发展，温度应力相应缩小：到了使用阶段，其计算温差进一步缩小，温度应力远小于施工阶段.
3.对于楼板，在后浇带未闭合时，其拉应力基本不超过0.05N/mm：在后浇带闭合后的第二年1月拉应 力达到最大值（图4)，其局部峰值拉力大于2.6N/mm，位置出现在结构中部的薄弱部位：到了第二年2月， 温度应力稍有缩小：到了第二年8月，随着环境温度的升高，原最大拉应力处变为压应力：在使用阶段， 其温度拉应力均不大于0.8N/mm2.
而梁轴力的变化趋势基本与楼板相似.
4.对于柱的剪力和弯矩在后浇带闭合后的第二年1月其值到最大值，出现的位置在结构的远端.
但在后 浇带闭合前后，部分柱的剪力和弯矩出现变号，这与相应的柱在后浇带闭合前后结构中的相对位置有关.
5.此外混凝土结构的长度并不是影响结构温度作用的唯一因素，外部约束和结构形式对此也有较大影 响.
结构底层框架受到地下室较强的约束，对整体降温有明显的反应：第二层的温度应力明显小于底层： 第三层框架在温度作用下的内力较小，结构基本可以自由变形.
4.4设计措施 鉴于以上计算结果，设计中采取了如下对应措施： 1.通过增加施工阶段降温的荷载组合（Sd=1.2*恒载0.98*施工活载1.4*温度效应）和使用阶段的降温荷 载组合，并将其与其他的荷载组合包络，按照其组合内力计算构件所需的配筋量.
2.梁板均按拉弯构件设计：对一层顶楼板局部开孔及平面突变处，温度应力超出混凝土抗拉强度的情况， 通过调整相应位置的板厚，并增加温度钢筋来抵抗拉应力：对一层顶局部梁的温度应力超出混凝土的抗拉 强度的情况，根据计算结果加大梁的截面、配置温度钢筋，并增加通长钢筋及腰筋.
3.根据降温对柱及相连梁的产生的弯矩和剪力结果验算弹性承载力.
虽然此部分框架梁柱出现弯矩和剪 力，但由于此温度效应不与地震工况组合，因此温度组合工况大多未超过正常的地震组合工况.
4.设计中除计算所需配置通长钢筋的位置除外，在其他位置的楼板上皮设置构造温度钢筋，配筋率为 0.1%：增加梁的上皮通长钢筋，使其不小于支座钢筋的50%.
5.此外在设计中应采用了补偿收缩混凝土，由于补偿收缩混凝土浇筑后须在潮湿的环境中才能发生膨 胀，因此要求施工单位加强混凝土的养护：对大面积板面混凝土，浇筑完毕后，应进行表面抹压、覆盖并 保温保湿养护：混凝土硬化后，应蓄水养护或覆盖养护，养护时间不小于14天.
5结语 5
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隋庆海-关于倾覆弯矩规范法与轴力法计算结果不同的分析与讨论.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 关于倾覆弯矩 规范法与轴力法 计算结果 不同的分析与讨论 隋庆海 （中国建筑东北设计研究院有限公司深圳分公司深圳518040) 摘要：按照《建筑抗震设计规范》和《高层建筑混凝土结构技术规程》，在框剪结构设计中，框架部分承担的地震力倾 覆弯矩占结构总地震倾覆力矩的比例是结构设计必须考虑的重要指标.
然而，目前设计中有两种说法，一种是按规范 计算，一种是按柱底轴力计算.
两种计算方法计算的结果不同，有时还相差很大.
本文笔者从不同角度对其进行了推 导，当扣除轴力法结果中剪力墙的贡献后，轴力法与规范法计算结果一致，可以认为规范法正确，软件的轴力法值得 商.
关键词：倾覆力矩轴力法 1规范及STAWE软件对倾覆弯矩的计算规定 根据《高规》[1]7.1.8、8.1.3、10.2.16条，《抗规》[2]6.1.3、6.1.9条的有关规定，倾覆力矩的 计算是结构设计中极其重要的指标，且抗规6.1.3条的条文说明中明确规定，框架部分地震力倾覆弯矩的 计算公式为： M.= Evh. (1) l j=l 其中 M.
--为规定水平力下的地震倾覆力矩 n -结构层数 m --框架i层的柱根数 V -第层第根框架柱的计算地震剪力 h第i层层高 除此之外，SATWE中还提供了一种倾覆弯矩的算法即轴力法[3].
其计算方法如图1所示.
按力学方法计算倾覆弯矩需先计算合力作用点，然后用底部轴力对合力作用点取矩： ZIN.. x.
= 其中 x.
一x向合力作用点 Nx向规定水平力下各构件的轴力 x-柱的x坐标或者墙柱的中心点x坐标.
则框架柱承担的倾覆力矩为： M-[N （x-x）M] (2) 作者美介：陷庆海（1964一）.
男.
工学硕士，教授级高工
层号 塔号 短肤墙奇地 703965. (88 %） 墙及支津司冠 总弯笼 1 89126 59466.( 11.28) 9.68) ）0 0.08) 0.08) 790081. 1 0. ( 563188. (90. @%) 408999 (91. 08) 622654. 1 9 08) 0 ( 0.08) 263871. (90 9%) 449583. 9. 1%) 0.( 0. ( 0.08) 0.08) 141547. ( 90. 9%) 290213. 5 14234 9. 18) 0.08) 51138. (91.2%) 155781. 4942. 0. ( 56080. 上述计算结果表明，同一框剪结构框架部分承担的倾覆力矩相差达两倍之多.
对此，有人认为规范算 法正确，有人认为轴力法计算合理，也有人说由设计人员根据实际情况判断使用，这样在工程设计中易造 成有倾向选择计算方法来满足规范对框剪结构中框架部分承担倾覆弯矩比例规定的情况出现.
3不同方法计算结果产生差异的原因分析 力学有几个特点，一是无论对体系还是对体系内的任何构件，力永远是平衡的：二无论采用什么样的 计算方法，计算的结果是一致的.
前文所述的两种方法对同一问题求出的结果不同，有学于力学原理，应 当进一步研究其问题之所在.
况且，该问题对于我们如何认识框剪结构中框架部分所起的作用及其重要， 搞清楚两种方法的正确性或搞清楚二者存在差异的具体原因对设计有重要指导作用.
文献[3]对此问题曾给出了分析，分析摘要如下： 框架部分承担的倾覆弯矩：M=2Vh=2（M） (5) 根据力的平衡条件，梁上的剪力V=V得M=VL=VL 故M=2V.h=2(MN L) (6) 作者簧介：隋庆海（1964-)，男，工学硕士，教授级高工
图3水平力作用下的内力图 下面再来看一下轴力法，按照资料（3），轴力法计算的合力点在剪力墙的中心即L/2处，于是有： M=2MN (2 L;L) (7) 通过对比，（6）和（7）式的不同是明显的，这正是SATE计算出来的框架部分承担的剪力为何不同 于规范法之所在.
表面上看，公式（5）反映的是框架柱受弯对结构抗倾覆的贡献，公式（7）右端表示的 是框架柱轴力对合力点（竖向构件的合力点）的所形成的抵抗倾覆力矩及柱底在规定水平力作用下所 产生弯矩对抵抗倾覆力矩的贡献，但式中没有反映出剪力墙的轴力作用，它的结构受力简图与如图4右图 所示的结构相当.
我们知道，框架和剪力墙结构在水平力作用下的变形形态不同，框剪结构因楼板和框架梁的存在，框 架结构和剪力墙之间的相互变形必须满足变形协调条件，由于楼板的变形协调作用，框架部分在结构底部 真正承担的楼层剪力减小了，因此按照规范法计算，它对倾覆力矩的贡献也减小了面顶部则相反.
如图4 一黄力墙 力墙 位移出线 外尚配产 力域的 A" 的 图4框剪结构变性特征图 所示，框架部分对框剪结构的贡献在某种意义上与剪力墙是有关联的[4]，二者无法割裂开来.
分析中单 独计算框架部分的作用，忽略剪力墙的影响，计算结果自然会夸大了框架的贡献，显然这种算法有缺陷.
因此，计算时采用能够一同考虑结构中剪力墙贡献的模型才合理，亦即应当将框架部分承担的地震剪力作 用于整个结构来计算.
我们知道，在弹性范围内，楼层剪力可看做是剪力墙承担的剪力与框剪柱承担的剪力之和，即 V=VV (3) 式中V、V、V.分别为楼层剪力、剪力墙承担的剪力和框架柱承担的剪力.
由于结构处于弹性范围内，我们还可以将结构所受作用进行另外一种形式的分解，即楼层剪力对结构 的作用等于剪力墙部分承担的剪力对整个框剪结构的作用与框架部分承担的剪力对整个框剪结构的作用 之和，即剪力墙承担的地震剪力和框架承担的地震剪力分别作用于结构楼层上所产生的效应之和等于楼层 剪力作用于楼层所产生的效应，如图5所示，这样，框架部分承担倾覆力矩的比例可表示为： 图5框剪结构作用的不同分解方式 作者簧介：隋庆海（1964-)，男，工学研士，教授级高工
规 范法相当与计算的是框架承担的剪力能将整个结构推覆的程度，从物理意义上是合理的.
至此，笔者觉得 是研究轴力法与规范法的差异.
4对框剪结构中框架部分倾覆力矩的进一步分析与讨论 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》的定义，所谓框架结构是由梁和柱为主要构件组成的承受竖向 和水平作用的结构.
观察图2的框筒结构，我们不难发现，结构周圈的结构是名符其实的框架结构，除此 之外，还有八福通过剪力墙的类框架结构.
该结构在水平力的作用下同样能够起到很强的抗倾覆作用，但 该结构是否是规范所述的“承担的倾覆”框架部分则不太好区分了.
从常见的结构书籍来看，框剪结构往 往用图6所示的简图进行描述，剪力墙与框架间用两端铰接的连杆相连，受此启发，笔者将与核心筒相连 的梁两端均进行弯矩铰释放后再进行框架部分承担的倾覆弯矩计算，简图如图7所示.
结果表明，无论是 规范法还是轴力法，二者的计算结果几乎完全一致，如表1所示.
该算例说明，原来轴力法计算得到的倾 Pn (6) 图6框剪结构的常用分析简图 图7与剪力墙相连梁释放弯矩后的简图 表1将与核心筒相连的梁做弯矩释放后的计算结果对比表 规范法计算的框架部分承担的倾覆弯矩 轴力法计算的框架部分承担的顿覆弯矩 12 1 33.18% 3.215 0.00% 12 1 0.00% 0.00% 11 X 31.896 31.91% 0.00% 0.00% 11 1 XT 31. 93% Lo 1 %7900 0.00% 10 X 31.95% 0.00% 06 179 $00 °0 1 0.00% 29. 33% 0.00% 1 X 29. 37% 0 00% 29.33% 0.00% 29. 37% 0.00% 28 06% 0.00% 28 09% 0.00% 1 28.066 0.00% 1 X 28.09% 0.00% 0 00% 26. 26 79% 79% 0.00% 0.00% 1 26 82% 82% 0.00% 25. 53% 0.00% 25.56% 0 00% 6 1 0.00% 1 25.56% 0.00% 25. 24.28% 53% 0.00% 5 1 Y X 24.31% 0.00% 0 00% 24. /Z 0 00% 24 30% 0.00% 1 2 00% 99% 0. 00% 0.00% 1 X Y 23 23 02% 03% 0.00% 0 00% 1 21. 97% 0.00% 1 XP 21. 98% 21. 99% 0.00% 2 21.966 0.00% 0.00% 1 20 46% 0.00% 0 00% 18.92% 0.00% 0.00% 1 20.45% 18. 95% 0.00% 1 X Y 18.99% 0.00% 18 91% 0.00% 0.00% 作者簧介：隋庆海（1964-)，男，工学研士，教授级高工
至此，再回头看公式（1）、（3）、（4），我们可以发现，规范法计算框架 部分承担的倾覆弯矩时巧妙地避开了剪力墙的影响，计算简单了，而轴力法无法巧妙地避开，不小心则会 计入剪力墙的影响.
由此推广开来，不同结构中，框架的存在形式不同，规范应当明确其内涵才不会出现 不同理解和计算结果.
上述分析表明，规范中的“框架部分承担的倾覆力矩”中的框架是指框剪结构中的存框架.
从表观理 解，由于框架是由梁和柱两部分构成，规范法计算的框架部分的倾覆弯矩是从框架柱受弯对倾覆角度反应 了的贡献，轴力法则是从框架梁抗弯角度描述了框架结构对倾覆弯矩的贡献，但无论如何，只要计算的目 标没有差别，计算结果就一致.
5对框剪结构设计的讨论 进一步查阅规范，我们可以认为，对框架部分承担倾覆力矩的控制其实是对框架承担剪力的控制，最 终目的是当结构刚度（一般是剪力墙先出现）退化时，框架部分能够承担因此而增大的部分剪力.
框架的 刚度不仅与框架柱有关，还与框架梁有关，所以通过轴力法我们知道框架梁的刚度不足时，框架梁承担的 剪力也上不去，框架柱的轴力也就上不去，框架部分承担的倾覆力矩自然无法上去，因此，无论是框架承 担的剪力不足还是框架承担的倾覆力矩不足，对于高层结构，解决问题的途径均是设法提高框架尤其是框 架梁的刚度，同时在满足总的层刚度下尽量削弱剪力墙部分的刚度才是出路.
抗震等级在某种意义上说是增强柱的抗剪能力而设定的.
当框架承担的倾覆弯矩或剪力不足时，抗震 等级的意义还有多大是值得考虑的.
图8是某框架核心筒结构超限工程的N-M曲线，表明在各种工况下， 图8某超限高层N-M曲线 框架柱均不会发生弯曲破坏.
由抗震等级而给框架柱乘上的放大系数作用并不大.
相反，如果框架梁两 端出现了塑性铰，框架部分是否还能提供倾覆弯矩就成了问题，所以当框架部分承担的倾覆力矩较大时， 框架梁的出铰数量也应有所控制.
6小结 从本文的分析看，规范中“框架部分承担的倾覆弯矩”的框架是指存框架.
按照弹性阶段的力学概念， 把框架部分承担的倾覆力矩理解为框架部分承担的地震剪力对整个楼层的作用结果更合适.
规范关于框剪 结构中框架部分承担倾覆弯矩的计算方法看是计算框架柱的受弯，实际上也是计算整个结构在框架部分承 担剪力作用下的倾覆弯矩，因此是合理的，轴力法则因为有与剪力墙相连的梁存在，而这部分梁的贡献计 入框架的贡献，因此它与规范法计算结果有差异.
分析也告诉我们，工程中发现框架部分承担的倾覆弯矩 过低时可以通过增加框架梁的刚度、减小剪力墙的刚度等予以调整，当框剪结构中框架部分承担的倾覆弯 矩过低时，框架部分的抗震等级可以适当减低，相反剪力墙变得更加重要，应采取更强的抗震措施.
作者筒介：隋庆海（1964一)，男，工学明士，教授级高工
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陶礼斌、侯善民-高层建筑复合地基的应用与研究.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文 2014年 高层建筑复合地基 的应用与研究 陶礼斌 ，侯善民 （南京金底建筑设计有限公司，南京，210019) 摘要：三个30层高层建筑住宅小区项目采用了刚性桩复合地基，处理后的地基满足了高层建筑承载力和变形要 求，并取得节约工程造价的成果.
本文介绍高层建筑刚性桩复合地基的设计要点，包括基础方案比选、复合地基 的设计、复合地基工程的验收检验等内容.
关键词：高层建筑：复合地基：刚性桩 0引言 随着地基处理设计水平的提高、施工工艺的改进和施工设备的更新，我国地基处理技术发展很快.
近 些年来，复合地基技术在我国房屋建筑（包括高层建筑）得到广泛应用.
复合地基是指部分土体被增强或被置换，形成的由地基土和增强体共同承担荷载的人工地基.
刚性 桩复合地基是以摩擦型刚性桩作为竖向增强体的复合地基刚性桩一般采用水泥粉煤灰碎石桩（CFG桩、 混凝土灌注桩、预应力管桩等.
刚性桩复合地基具有承载力提高幅度大、地基变形小、适用范围较大、经 济性好等特点，近年来在高层建筑中逐渐得到应用.
本文结合我公司设计的三个30层高层建筑住宅小区项目介绍高层建筑刚性桩复合地基的设计要点.
它们高层建筑基础底面下天然地基都较好，地基承载力都较大，都采用了刚性桩复合地基，处理后的地基 均满足了30层高层建筑承载力和变形要求，并取得节约工程造价的成果.
1工程实例一 1.1工程概况 合肥天骏花园位于安徽省合肥市习友路与吴敬梓路交口西南角.
本工程有8幢33层高层住宅楼，采 用剪力墙结构，高度97.2m：1幢28层高层住宅楼，采用剪力墙结构，5幢7层花园洋房，采用框架结构， 1层大地下室车库组成.
抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为Ⅱ类，地基基础设计等级为甲级，设计使 用年限为50年.
本工程8幢33层高层住宅楼结构封顶时间为2012年1月底.
1.2工程地质概况 拟建场地勘察深度范围内，地基土自上而下分为如图1所示.
表1地基的土层参数 土层名称 状态 层厚 fak Es12 (m) (kPa) (MPa) ①杂填土 0. 7~9.9 ②粉质粘土 可塑 0. 5~0.7 160 0°8 ③1粘土 硬塑 0. 0~3. 4 220 11.0 作者簧介：陶礼斌（1967-），男，教授级高工
场地自然地面绝对标高为48.4m，本工程土0.00相当于绝对标高49.2m，地下室 底板顶面标高-6.10m.
±0.00 自地面 家26m 3-2退5.Bm 3-3层始士 fnk=320%P 4强风化炒35.6m 31.0m 5.层中风化形着 图1实例一的工程地质剖面 1.3基础方案比选 主楼基础底面下天然地基为③3粘土层，硬塑~坚硬，地基承载力特征值fak=320kPa，考虑基础埋深 的地基承载力特征值修正后为380kPa，不满足33层主楼基础底面处压力标准值484kPa的要求.
桩基方案有两种，一是钢筋混凝土灌注桩，二是预应力管桩.
由于钢筋混凝土灌注桩的持力层为5层中风 化砂岩埋深较大，③层是极软岩，桩端端阻力特征值只有2200kPa，需要较多、较长的混凝土灌注桩.
预 应力管桩的持力层为③3粘土层，硬塑~坚硬，大面积管桩沉桩有困难.
桩基方案主要缺点是没有充分利用 主楼基础底面下地基承载力大的天然地基.
通过基础方案比较，认为采用刚性桩复合地基较为经济、可行.
1.4复合地基设计 水泥粉煤灰碎石桩（以下简称CFG桩）是由水泥、粉煤灰、碎石、石屑或砂加水拌和形成的高粘结强度 桩，桩、桩间土和褥垫层一起构成复合地基.
复合地基中刚性桩应选择承载力和模量相对较高的土层作为 桩端持力层.
本工程刚性桩持力层为③3粘土层，承载力特征值为320kPa，压缩模量Es:为16.0MPa.
刚性桩采用CFG桩，桩长11m：桩径0.40m：桩距为1.7m，采用筏板下均匀布桩：桩基置换率0.0434； 桩身混凝土强度等级C25.
CFG桩单桩竖向承载力特征值Ra为700kN.单桩竖向承载力特征值应通过现场 静载荷试验确定.
复合地基承载力特征值fspk为500kPa.
由于地基土的复杂多变，影响复合地基承载力 的因素较多，复合地基承载力特征值应通过复合地基静载荷试验确定.
复合地基承载力可以做深度修正， 基础埋深的地基承载力修正系数取1.0.
考虑基础埋深（本工程为主楼基础两侧大地下室的荷载）的地基 承载力修正后承载力特征值为527kPa.
复合地基增强体的强度是保证复合地基工作的必要条件，必须保证其安全度.
《建筑地基处理技术规 范》JGJ79-2012适当提高了增强体材料强度的设计要求.
当复合地基承载力进行基础埋深的深度修正时， 有粘结强度复合地基增强体桩身强度应满足《建筑地基处理技术规范》JGJ79-2012式（7.1.6-2）的要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 fpe 小于桩体试块（边长15cm立方体）标准养护28d抗压强度平均值25kPa.
（Ra为单桩承载力特征值， Ap为桩的截面面积）.
1.5基础设计 采用1.8m厚筏板基础，基础混凝土等级为C35，筏板边为主楼四周外扩1.8m.
刚性桩复合地基的最终沉降量主要是各复合土层的沉降量和桩端下卧层的沉降量，还有一些刚性桩桩 顶进入褥垫层的刺入量.
复合地基变形计算采用单向压缩分层总和法按《建筑地基基础设计规范》GB 50007-2011第5.3.5条至第5.3.8条有关的公式计算.
各复合土层的压缩模量等于该层天然地基压缩模量的 倍，&=复合地基承载力特征值/天然地基承载力特征值.
复合地基的沉降计算经验系数s要采用《建筑 地基处理技术规范》JGJ79-2012表7.1.8的数值.
本工程复合地基沉降计算的计算沉降量为23.0mm.
桩顶和基础之间应设置褥垫层.
褥垫层厚度宜为桩径的40%～60%.
褥垫层在复合地基中的作用：1） 保证增强体、土共同承担荷载，它是刚性桩形成复合地基的重要条件.
2）褥垫层厚度可调整桩、土的荷 载和水平荷载的分担比，褥垫越薄桩承担的荷载占总荷载的百分比越高.
3）减少基础底面的应力集中.
4） 使桩间土承载力充分发挥.
本工程采用0.2m厚碎石褥垫层，最大粒径不大于3cm.
1.6检测与监测 复合地基承载力的验收检验应采用复合地基静载荷试验，刚性桩复合地基应进行单桩静载荷试验.
CFG桩复合地基竖向抗压载荷试验和单桩竖向抗压载荷试验，应在桩体强度满足加载要求，且施工结束 28d后进行.
静载荷试验最大加载量不应小于设计要求的承载力特征值的2倍.
复合地基静载荷试验和单 桩静载荷试验的数量为总桩数的1%，且每个单体工程的复合地基静载荷试验的试验数量不应少于3点.
刚性桩应进行强度及桩身完整性检验.
刚性桩是保证复合地基工作、提高地基承载力、减少变形的必要条 件，高层建筑复合地基中的刚性桩桩身质量和承载力必须得到保证.
要求采用低应变动力试验检测桩身完 整性，检查数量不低于总桩数的10%.
复合地基上的建筑物应在施工期间及使用期间进行沉降观测，直到沉降达到稳定为止.
根据本工程沉 降观测报告，13号楼沉降量最大.
13号楼33层结构封顶时，最大沉降量为14.44mm.13号楼33层结构 封顶12个月后，最大沉降量为20.77mm，平均沉降量为19.26mm，沉降趋于稳定.
2工程实例二 2.1工程概况 淮安恒大明都位于江苏省淮安市清浦区.
本工程有11幢33层高层住宅楼，采用剪力墙结构，高度 99.85m，2层地下室：1幢4层综合楼，采用框架结构，1层大地下室车库组成.
抗震设防烈度为7度，建 筑场地类别为Ⅲ类，地基基础设计等级为甲级，设计使用年限为50年.
2.2工程地质概况 拟建场地勘察深度范围内，地基土自上而下分为如图2所示.
表2地基的土层参数 土层名称 状态 直 fak Es12 (m) (kPa) (MPa) ①素填土 0. 3′1. 5 ②粉土 稍中密 0.3~1. 9 110 ③粉质粘土 硬可塑 3.3~6. 4 180 6.36 ④粉土与粉质粘土互层 中密，N=11.3 4. 78.6 170 9.26 粘土 硬塑，IL=0.15 25. 5~30. 0 260 9.46
±0:00 00 自面 3格4.70 1=10P 5是士 fdk=260P 34.80 75上 49.20 图2 实例二的工程地质剖面 2.3基础方案比选 主楼基础底面下天然地基为④粉土与粉质粘土互层，中密，地基承载力特征值fak=170kPa.
本工程地 质条件下采用钢筋混凝土灌注桩方案不经济.
采用预应力管桩方案，预应力管桩的持力层为5粘土层，硬 塑、I=0.15、N=14.3.
预应力管桩试桩结果表明，管桩进入持力层深度大于11m时，沉桩有困难.
采用刚 性桩复合地基可充分利用主楼基础底面下天然地基的承载力，较为经济、可行.
刚性桩的单桩承载力要求 会较大，以满足33层主楼基础底面处压力标准值485kPa的要求.
2.4复合地基设计 预制桩作为复合地基增强体，其单桩受力和变形特征与CFG桩复合地基接近，区别仅在与桩体材料 的构成不同".
预制桩可参照《建筑地基处理技术规范》JGJ79-2012第7.7节水泥粉煤灰碎石桩复合地基 规定进行设计、施工和检测.
本工程刚性桩持力层为5粘土层，承载力特征值为260kPa，压缩模量Es-为9.46MPa.
刚性桩采用预应力管桩PHC500（120）-C80A，桩长14m，进入持力层深度11m：桩径0.5m：桩距为 2.0m，采用筏板下均匀布桩：桩基置换率0.049.
预应力管桩单桩竖向承载力特征值Ra为1300kN.
PHC 管桩可提供较高的竖向抗压承载力，造价低、工期短，桩身质量比CFG桩可靠.
单桩竖向承载力特征值 应通过现场静载荷试验确定.
复合地基承载力特征值fspk为468kPa.
复合地基承载力特征值应通过复合 地基静载荷试验确定.
考虑基础埋深的地基承载力修正后承载力特征值为529kPa.
刚性桩复合地基桩身强度按下式计算： 小于桩体试块（边长15cm立方体）标准养护28d抗压强度平均值80kPa，满足要求.
2.5基础设计 采用1.8m厚筏板基础，基础混凝土等级为C35，筏板边为主楼四周外扩1.8m.
复合地基沉降计算的
采用0.2m厚碎石褥垫层，最大粒径不大于3cm.
2.6检测与监测 复合地基静载荷试验、刚性桩单桩静载荷试验、刚性桩桩身完整性检验、沉降观测等要求同1.6节.
3工程实例三 3.1工程概况 淮安中南世纪城位于江苏省淮安市枚皋路北侧.
本工程有4幢33层高层住宅楼，采用剪力墙结构， 高度96.1m，2层地下室：3幢18层住宅楼，采用剪力墙结构，1层地下室：2幢3层物业用房、会所，采 用框架结构，1层大地下室车库组成.
抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为Ⅲ类，地基基础设计等级为 甲级，设计使用年限为50年.
3.2工程地质概况 拟建场地勘察深度范围内，地基土自上而下分为图3所示.
表3地基的土层参数 土层名称 状态 层厚 fak Es12 (n) (kPa) (MPa) ①耕土 1.0 ②粉土 中压缩性 1. 0°1.9 105 8.94 ③粘土 软塑 0.9°1.1 80 4.28 ④精土 可塑硬塑 3.2°4.0 190 8.61 粉土粘土夹粉土 3.5°4.1 170 7.00 干@ 硬望 I1 =0. 18 14. 1~32. 0 300 11. 89 中 密实 320 15. 70 工程地质剖面见图3.
场地自然地面绝对标高为7.85m，本工程土0.00相当于绝对标高10.05m，地下 室底板顶面标高-6.30m.
±0.00 自地面 1-.00 -1.00 _700 1150 6层卷上 fdk=300kPo 层中 -43.00 图3实例三的工程地质剖面
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陈雷、邱鸾洁-高层剪力墙住宅楼结构优化设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层剪力墙 住宅楼 结构优化设计 陈雷 邱弯洁 （筑博设计股份有限公司北京分公司，北京，100013） 提要结合某7.5度地区、11类场地土一个典型单塔住宅楼优化前后对比，分析出剪力境结构境体配筋的各项经济型指标， 探讨住宅楼剪力墙布置的合理性.
同时结合此工程给出在不同烈度区，不同楼高各项经济性指标，探讨剪力墙结构设计的合 理性建议.
关键词高层剪力墙结构优化设计、住宅楼限额设计、住宅楼合理用钢量 1问题提出 随着计算技术、计算软件的开发与利用，结构计算、绘图的工作量越来越小.
开发商更加关心经济性、 实用性，往往与设计院签订限额设计合同.
本工程位于山东寿光市，楼高54米，18 层：单体建筑面积地上9670m2，阳台面积 605m2，地下两层面积980m2.
基本烈度7.5 度，场地土类别三类.
结构形式剪力墙，抗 震计算按7.5度，抗震构造措施按8度，剪力 墙抗震等级按8度构造二级.
建筑平面图见图1，经开发商成本核算， 用钢量地上用钢量指标为52Kg/m2.开发商认 为成本已偏离了常规指标，要求进行优化设计.
图1原设计结构墙体布置图 2原设计存在的问题 如上图内标注所示，本工程原设计主要存在如下问题： 1）大量的短肢剪力墙存在，边缘构件很多，导致配筋增大： 2）墙体布置墙垛较多，不利于建筑空间布局，同时影响建筑的使用性： 3）混凝土墙体与填充墙体由于温度变形不一致，在相交处，长期使用容易产生温度裂缝，影响美观： 4）墙体过多、过短不利于大模板施工，对工期会造成一定影响： 5）过多的短肢剪力墙，对抗震不利.
3解决方式 在烈度不是很高的情况下，位移角往往比较容易满足.
有些设计人员错误的认为剪力墙结构开洞可以 减小混凝土用量，同时相应减小墙体的钢筋，但是由于需要两侧设置边缘构件、洞口连梁及后期设置拉墙 作者简介：陈雷（1973.4-），男，国家一级注册结构工程师
通过相关计算数据表明，当洞口在3-4米时刚好处于临界值，因 此剪力墙3米以下的墙洞实际上对工程造价是增加的（除非是为了调整扭转刚度不得不开的结构洞，洞口 位置往往在楼座中间部位）.
同时规范规定当轴压比小于抗震墙设置构造构件的最大轴压比要求时可仅设 置构造边缘构件.
4优化前后墙体布置图及各项指标 优化前后墙体布置图见下图： 图2优化前后剪力墙布置对比 图3优化前后楼板布置对比 4.1刚度的变化： 本次优化将短墙肢取消，同时取消了很多位 置的墙体，替换为一些比较均匀布置的墙体，同 优化前 优化后 结论 时将墙体尽量布置在建筑物的周边，以增加平面 第一周期（s） 1.614 1.453 刚度增加 的抗扭转刚度.
位移角（X） 1/1144 1/1019 刚度略有减小 计算结果表明虽然墙体少了但是刚度较原设 位移角（Y） 1/1186 1/1301 刚度增加 计有所增加.
4.2经济指标的变化：（工程量计算采用PKPM 混凝土用量分解指标（cm/m2） 系列软件STAT工程造价软件接力计算，钢筋均 优化后 优化后 优化比率 采用III级钢） 框架梁 4.0/(13.30%) 3.2/(11.64%) 20.00% 1）混凝土指标 柱 1.322/(4.40%) 0.2/(0.73%) 84.87% 板 9.154/(30.44%) 9.5/(34.55%) -3.78% 由右表可见：剪力墙结构混凝土用量主要由 墙连梁 15.601/(51.87%) 14.6/(53.09%) 6.42% 墙体（占到50%以上）、楼板（占到30%以上） 合计 30.077/(100%) 27.5/(100%) 8.57% 组成.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 由于墙体数量与所处地震烈度、楼高、楼体刚度有很大关系.
烈度、楼高一定，墙体用量基本上是定 数，只有适当调整墙体位置才能够得到一个很好的刚度.
因此混凝土用量优化空间不大，在10%以内.
2）钢筋用量指标 由下表可见：剪力墙结构钢筋用量主要是墙体占45%以上、梁板各占15%~20%，墙体内暗柱、连梁 钢筋占比率相对较大.
优化的思路着重从优化墙体着手.
本工程由于将大部分的短墙肢优化为一定长 度的墙体后，墙体配筋优化比率在20%以上，经济效果非常明显.
优化前后用钢量指标 用钢量（kg/m2） 原方案 占总用钢量比率 优化后 占总用钢量比率 优化比率 框架梁 9.204 19.82% 6.71 18.20% 27.10% 柱 1.873 4.03% 0.042 0.11% 97.76% 板 8.612 18.54% 7.181 19.47% 16.62% 墙连梁 21.755 46.84% 17.945 48.66% 17.51% 二次结构 5 10.77% 5 13.56% 0.00% 合计 46.444 100.00% 36.878 100.00% 20.60% 3）墙体用钢量指标分解 由下表原方案大量短墙肢结构导致暗柱用钢量占比过大，暗柱钢筋墙内合理用量占50%左右，优化 的主要内容为暗柱钢筋.
用钢量（kg/m2） 原方案 原方案占比 优化后 优化后占比 暗柱 13.57362 62.39% 8.882448 50.33% 境体 7.900828 36.32% 7.877903 44.64% 连梁 0.281054 1.29% 0.888305 5.03% 合计 21.7555 100.00% 17.64866 100.00% 4）建筑面积与结构面积的关系 实际工程中，用钢量指标往往是以建筑面积为核算依据，以上经济性指标核算依据均为结构投影面 积.
由于阳台、挑板等等非计算面积部位的存在，本工程地上用钢量经核算建筑面积后为36.878x1.045 =38.44Kg/m2.
5不同烈度区结构设计建议 依旧以本工程为例，将地震烈度调整为6度、7度、8度等常用烈度.
由以上论述，当墙体开洞小于3 米时，经济性无明显变化，因此墙体布置还按上图所示.
地震力位移 6度 7度 7.5度 8度 8度 （x向400高梁） （x向770高梁） x向 1/2932 1/1529 1601/1 1/764 1/1002 Y向 1/3903 1/1951 1/1031 1/976 1/1041 度需提高结构刚度，通过调整外围梁高及内部梁高，位移角可满足规范要求.
在结构各项指标比较合理的情况下，在不同烈度区用钢量指标见右图，结论如下： 1）8度以下地区，地震力往往不是控制因素，为保证结构经济性，墙体位置、数量变化不大.
2）剪力墙结构内框架梁在不同烈度区承担的内力有限，因此用钢量不会发生大的变化.
3）墙体配筋在低烈度区由于计算基本为构造配筋，底部加强部位配筋与非底部加强部位配筋区别不大： 随着地震力的增大，底部加强部位逐渐出现计算配筋，两者用钢量逐步加大，在模型合理的情况下6~8度 区，底部加强区用钢量为非底部加强部位的1.06~1.20倍.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 4）总用钢量随着地震力的增加，相应 增加，主要是墙体用钢量的加大，墙体用 不同烈度区用钢量指标 钢量增大比率6~8度为1.1~1.3倍范围内.
用钢量（kg/m2） 6度 7度 7.5度 8度 框架梁 6.692 6.616 6.71 6.881 6结论 板 7.181 7.181 7.181 7.181 墙连梁 15.302 17.149 17.945 19.001 1.低烈度区，楼层不高的情况下剪力 二次结构 5 5 5 5 墙结构地震力不是控制作用，从经济性角 合计 34.175 35.946 36.836 38.063 度考虑，抗震等级相同的楼，用钢量指标 其中底部加强区墙 几乎没有多大变化.
连梁用钢量 16.868 19.504 20.381 23.321 2.高烈度区（8度及以上地区），由于地震力为控制因素，20层左右（60米以下）楼墙体布置相对比 较合理，超出此范围为满足地震力下的最大位移角的要求，需要增加更多的墙体，导致用钢量明显增加.
3.住宅剪力墙结构尽量不要采用过多的短墙肢结构.
4.20层以下住宅剪力墙结构地上合理用钢量（以结构面积计算）6度在33~36kg/m2左右，每增加一度 可加大2-4kg/m2左右（8度区20层以上的楼除外）.
5.确定用钢量注意建筑面积与结构面积的区别.
参考文献 [1]建筑物抗震设计规范
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陈进于，区彤等-欧浦国际商业中心动力弹塑性分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 欧浦 国际商业中心动力弹塑性 分析 陈进 于，区彤 ，李东强，涂显军 （广东省建筑设计研究院，广州510370） 提要：欧浦国际商业中心项目采用钢筹混凝土框架-核心简结构体系，东座结构属超B级高度超限结构.
采用广厦GSNAP 软件对欧浦国际商业中心结构进行动力弹塑性分析，计算结果表明，塑性铰的分布和结构塑性损伤较少，受力性能良好，弹 塑性反应及破坏机制符合抗震概念设计要求，结构满足大震下的抗震性能设计目标.
采用SeismolMatch对地震波进行选波对 比，修正后的地震波层间位移角和楼层期力均较好地满足规范要求.
采用PKPMI-SALISAGE软件进行动力弹塑性计算对比，结 果显示与GSNAP结果基本吻合.
关键词：动力弹塑性时程分析：塑性损伤：GSNAP：SAUSAGE：SeismoMatch 1工程概述 欧浦国际商业中心项目，位于广东省佛山市佛山新城.
地上部分含东西两 座塔楼，首层至五层为裙房部分，裙房屋面高度约22.0米（局部27.0米），主 要为商业和办公功能.
塔楼五层以上的塔楼主要为办公功能.
东座45层，结构 屋面高度约208米：西座39层，结构屋面高度为179.5米.
地下三层，底板面 标高-16.1m（效果图如图1所示）. 工程抗震设防烈度为7度，ⅢI类场地，设计地震分组为第1组，设计基本 地震加速度值为0.1g，特征周期0.45s，安评提供特征周期为0.52s，裙房部分按 乙类设防，裙房以上塔楼部分按丙类设防：基本风压值0.60kPa.
2结构体系与抗震性能设计目标 图1建筑效果图 2.1结构体系 结构采用大底盘双塔结构，塔楼采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系（底部楼层框架柱采用型钢混凝 土柱）.
裙楼主要平面尺寸为138.3mx39.5m，东西座塔楼部分主要平面尺寸均为39.5mx39.5m.
塔楼部分 长宽比L/B=1，塔楼高宽比为5.28（东座）和4.56（西座）.
核心筒尺寸平均为21.3mx20.7m，核心筒高宽比 为10.07（东座）和8.70（西座）.
外框与内筒距离约为8.4m，外框架柱之间距离约为13.5m.
篇幅所限，本 文仅列举东座结构单塔分析结果.
东座核心筒剪力墙由底部楼层的900mm渐变为上部楼层的400mm，东 座21F以下采用十字型钢混凝土柱，尺寸为1500x1500，21F以上混凝土由1500x1500渐变为900x900.墙 柱混凝土等级由底层C60渐变为顶层C30.典型标准层平面示意图见图2：结构模型见图3.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2典型标准层平面图 图3结构整体计算模型 该工程结构主要特点如下： （1） 本结构东座属超B级高度超限结构：西座属B级高度超限结构.
(2) 3F-5F部分楼盖悬挑约9.4m，采用斜拉杆式桁架结构.
两座塔楼之间采用大跨度钢梁钢筋桁架 混凝土楼板连接，最大跨度为25m. (3) 存在楼板不连续、尺寸突变、构件间断等不规则2.5项，严重不规则0项.
本结构在进行小震弹性设计的基础上，采用动力弹塑性时程分析方法进行大震抗震性能分析.
2.2抗震性能设计目标 本结构形式为混凝土框架-核心筒结构（底部楼层框架柱采用型钢混凝土柱）.根据结构抗震设计以“三 个水准”为抗震设防目标，即“小震不坏、中震可修、大震不倒”.
针对本结构的特点和超限情况，本结 构两塔楼的抗震性能目标定为C级.
结构性能目标要求如表1所述.
表1结构性能目标要求 抗震烈度 1-多遇地震 -设防烈度地露 3-罕遇地震 性能水准 1 3 4 层间位移角限值 东座1/553西座1/596 1/100 核心筒剪力墙 弹性 斜截面弹性： 正截面部分屈服，抗剪截面不屈服 框架柱 弹性 斜被面弹性： 正截面部分屈服，抗剪截面不屈服 构件 跃层柱 弹性 弹性 不屈服 性能悬挑结构钢拉杆 应力比<0.75 应力比<0.85 应力比<1.0 大跨钢梁 应力比<0.85 应力比<0.90 应力比<1.0 连梁 弹性 局部屈服 大部分屈服 3罕遇地震动力弹塑性分析 3.1地震波输入 根据本结构的抗震性能目标，在罕遇地震（大震）作用下，本结构关键竖向构件不屈服，普通竖向构 件部分屈服，耗能构件大部分出现屈服，结构整体有明显的塑性变形. 设计中采用广厦GSNAP软件对结构 进行大震下的弹塑性动力时程分析，模型采用单塔模型，不考虑规范规定的构件内力增大和调整系数. 本项目罕遇地震作用下动力时程分析地震波采用关国加州大学伯克利分校的peer地震动数据库中的实 2 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 际地震记录天然波TCU1(1961年美国Hollister地震波、USGSSTATION1028地震台记录）、天然波 TCU2(1989年加州Loma-Prieta地震波、CDMG090地震台记录）及安评单位提供的人工波一进行动力弹塑性 时程分析. 按双向地震计算，主方向加速度幅值为220cm/s²，主次方向地震加速度峰值比为1：0.85，阻尼 比0.05，其目标谱采用规范反应谱，Tg取值按照规范要求增加0.05s. 本结构利用SeismoMatch软件，根据 目标谱对天然地震原始波在时域范围内进行谱吻合修正，该方法保留了实际加速度记录的全部相位特征和 时变频谱特性. 图4是修正后地震波的加速度时程曲线和对应的加速度谱. TCU1主方向 TCU2主方 人工波主方间 图4大震规范谱与地震波谱对比图 3.2整体计算结果汇总 下表是结构在三向地震作用下的弹塑性分析整体结果汇总对比，每项均给出各主方向的三向计算结果 （表2）. 表2计算结果汇总（东座） 作用地震波 人工波 天然波TCU1天然波TCL2 周期（s） PKPM计算前3周期：5.492S;5.300S；2.548S GSSAP计算前3 周期：5.620S；5.344S;2.809S 剪力（KN） GSSAP小震反应谱基底剪力： X向基底剪力（KN） 74512 55732 55228 X向最大剪力与小震剪力的比值 4. 255 3. 183 3.154 X向剪重比 5. 39% 4. 03% 4.00% Y向基底剪力（KN） 68256 70273 55962 Y向最大剪力与小震剪力的比值 3. 716 3. 826 3. 047 Y向剪重比 4. 94% 5. 08% 4. 05% X向顶点最大位移（m） 1. 059 0. 745 0.613 Y向顶点最大位移（m） 1. 033 0.728 0. 652 X向最大层间位移角 1/178 (37F) 1/247 (37F) 1/268 (35F) Y向最大层间位移角 1/178 (35F) 1/260 (35F) 1/259 (37F) 3.3楼层剪力和层间位移角 GSNAP计算的主体结构最大弹塑性层间位移角X向最大为1/178，Y向最大为1/178，均小于1/100， 满足规范限值. 在三条波作用下，结构整体刚度退化没有导致结构倒塌，满足“大震不倒”的设防要求. 结构在完成地震波动力弹塑性分析后，最大顶点位移为1059mm.由于竖向构件较规则，层间位移角未出 现突变的现象，且最大层间位移角出现位置基本与弹性计算结果保持一致. 各层层间剪力、位移角以及位 移如图5~图7所示. 3 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 ATik TE 二 PIWv 1/290 2/850 1709 L/8 图5动力弹塑性时程楼层剪力 图6动力弹塑性时程层间位移角 图7动力弹塑性时程楼层位移 3.4构件塑性较损伤情况 本文主要列出基底剪力最大的人工波一X主方向的构件塑性 损伤情况. 底部加强区剪力墙局部出现塑性铰，出现受压损伤. 裙楼以 下部分墙柱出现拉力. 非底部加强区核心筒外围剪力墙未出现明 显受压损伤情况，满足正截面不届服要求：大部分楼层的连梁出 现受拉损伤的情况，个别外框和内筒联系梁出现塑性应变，外框 4图（大 梁未出现屈服：连梁和连系梁的出铰顺序在核心筒剪力墙之前， 满足连梁耗能构件功能：从整体上看，结构底部、底部加强区部 分剪力墙出现受压损伤较大，但满足最小截面验算要求，其他位 置的剪力墙受压损伤则较小（如图8所示）. 针对塑性铰发展情况，对结构提出以下加强措施：（1）除满足 计算要求外，适当提高底部加强区核心筒外围剪力墙水平和竖向 钢筋的配筋率至0.60%：（2）除满足计算要求外，适当提高约束边 缘构件的配筋率至1.8%：（3）除满足计算要求外，底部加强区以 上8层的核心筒外围剪力墙设配筋过渡区，适当提高水平和竖向 钢筋的配筋率至0.45%，提高构造边缘构件的配筋率至1.3%. 图8框架梁和连梁塑性损伤情况 4 SeismoMatch地震波修正对比分析 本结构采用的天然波TCU1和TCU2原始波由波库直接选 取，根据《高层建筑混凝土结构技术规程》4.3.5条文说明，所 采用地震波应与规范地震影响系数曲线在统计意义上相符，即 在对应于结构主要振型的周期点上相差不大于20%. 由图9可 知TCU1和TCU2在东座和西座的特征周期点内与规范反应谱 差别超过20%，且在长周期段地震波下降趋势较规范谱明显加 图9天然波修正前后反应谱曲线对比 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 快. 因此，有必要对天然波TCU1和TCU2进行波谱修正. 本工程利用加州大学伯克利分校开发的SeismoMatch软件，根据目标谱对天然地震原始波在时域范围 内进行谱吻合修正，该方法保留了实际加速度记录的全部相位特征和时变频谱特性. 由于天然波存在较大的随机性，即使峰值加速度相同，不同的天然波作用下结构的地震响应仍然有显 著差异，特别是对于超高层长周期结构，往往出现地震波响应远远小于人工波和规范谱的情况. 从表3基 底剪力结果可知：（1）修正后TCU1基底剪力比修正前大了30%（X向）和70%（左右），修正前后TCU2 基底剪力基本保持一致. （2）修正后TCU1顶层位移是修正前的4倍左右. 而TCU2则为修正前的2倍左 右. （3）修正后TCU1最大层间位移角是修正前的2~3倍左右. 而TCU2则比修正前大了25%左右. （4） 最大层间位移角出现位置基本保持一致. （5）修正后的地震波层间位移角和楼层剪力数量级均与人工波结 果保持一致，且均满足规范要求. 表3天然波修正前后计算结果对比 作用地震波 人工波 TOU1 TCU2 X向Y向 X向Y向 X向Y向 X向基底剪力（KN） 修正前 74512 41644 57874 修正后 55732 55228 Y向基底剪力（KX） 修正前 68256 46382 59876 修正后 70273 55962 X向顶点位移（m） 修正前 1. 059 0. 191 0. 308 修正后 0. 745 0.613 Y向顶点位移（m） 修正前 1. 033 0. 183 0. 293 修正后 0. 728 0.652 X向层间位移角 修正前 1/178 (37F) 1/740 (37F) 1/340 (40F) 修正后 1/247 (37F) 1/268 (35F) Y向层间位移角 修正前 1/178 (37F) 1/539 (40F) 1/334 (37F) 修正后 1/260 (35F) 1/259(37F) 5 SAUSAGE和GSNAP弹塑性计算结果对比 5.1SAUSAGE软件简介 为验证GSNAP动力弹塑性计算结果可靠性，本结构采用PKPM-SAUSAGE软件进行弹塑性计算对比 分析. SAUSAGE软件采用"GPUCPU"并行计算手段，将高性能计算技术与显式时程动力弹塑性分析有效 结合，以达到超高层建筑结构动力弹塑性分析的准确计算和高效求解. 其与GSNAP软件计算模型和积分 方法对比如表4所示. 表4GSNAP和PKPM-SAUSAGE计算模型及积分方法对比 钢材模 混凝土模型 梁柱单元 剪力墙 暗柱钢 分布钢务 积分方法 显式/ 型 单元 筋 隐式 GSNAP 双线性 双线性或三 纤维束 墙元模 杆元 钢板纤维束 Nenarkβ 隐式计 线性 型 Nilsoe- 8 算 SAUSAGE 双线性 双线性 Tinoshenko 梁单 分层壳 杆元 内嵌于壳单元的 Nenarkβ 显式计 元 单元 杆单元 算 SAUSAGE相比于一般的弹塑性软件，主要改进之处在于采用显示算法，阻尼计算采用更为合理的拟 模拟阻尼计算方法，基于Cauchy阻尼形式变化. SAUSAGE约定如下基本假定：各类构件的剪应力和剪 应变成弹性关系：不计钢材钢筋与混凝土之间的粘结滑移：梁柱节点均假设为刚接连接：不考虑约束混凝 土效应：不考虑梁柱偏心及刚域影响. 5.2弹塑性计算结果对比 5
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陈才华、徐自国等-长沙远大天空城市罕遇地震下动力弹塑性分析 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 长沙远大 天空城市罕遇 地震下动力弹塑性 分析 陈才华徐自国 肖从真任重翠 （中国建筑科学研究院，北京100013） 提要长沙远大天空城市主楼高度838m（结构高度727.2m），采用密柱深梁框架构成的束筒结构体系，主体结构采 用纯钢结构.
为了研究结构在罕遇地震作用下的变形形态、构件塑性及损伤情况以及整体结构的弹塑性行为，寻找结构 的薄弱层或薄弱部位，从而对其抗震性能进行评价，采用ABAQUS软件对主楼结构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，罕遇地震下结构层间位移角满足要求：主要构件基本保持弹性工作状态，满足预定的抗震性 能目标要求：整体结构基本处于弹性状态，满足规范的要求，表现出良好的抗震性能.
关键词超高层结构钢结构束筒体系动力弹塑性分析抗震性能 1工程概况 天空城市位于长沙市望城县滨水新城大泽湖片区，其主楼 地上202层，建筑高度838米，建筑面积约91.5万㎡，设置6 层地下室，面积约9.6万m”，是集办公、公寓、酒店、商业各种 功能于一体的超高层公共建筑，总使用人数约为3万人.
主楼平面为十字形，随着竖向分段四个翼分别往内收进，在平 面收进部位，为了减小刚度突变，采用了螺旋收进过渡的方案.
沿竖向分为七个区段：第一区段为1层～46层，第二区段为47层～ 74层（第一次竖向收进），第三区段为75层～108层，第四区段为 109层~120层（第二次竖向收进，）第五区段为121层~170层， 第六区段为171层~182层（第三次竖向收进），第七区段为183 层~202层.
主要功能分别为：首层主要为各功能出入口，如酒店、 公寓、办公、观光等：2层～5层主要为托儿所、保健院、敬老院、 培训学校：6层~13层为写字楼：16层~41层为小公寓：43层~ 55层为中公寓：57层~111层为大公寓：114层~166层为豪华公 寓：169层~199层为酒店：200层~202层为机房.
天空城市建筑效果图见图1.
图1天空城市 陈才华.
男，1982年9月出生，工学硕土，工程师
在水平荷载作 用下，简体的腹板加强了，剪力滞后效应大大减少，各柱受力更均匀.
相比单框简结构而言，该结构体系 的抗剪切和抗扭转能力更强.
简体在两个方向平面布置基本对称，包括中心三个筒体（一个大筒体和两个小筒体）和四周若干小 简体.
大简体平面尺寸为15.6mx31.2m，小简体为15.6mx15.6m，筒体的钢柱间距均为3.9m.
大简体短 边布置5根钢柱，长边布置9根钢柱，小筒体每边布置5根钢柱.
与建筑收进一致，翼部小筒体沿高度分成七个区段，第一区段从1层到46层，四周小简体有28 个，沿中心两个大简体对称布置：第二区段从47层到74层，翼部每4层收进两个筒体，角部四个简体 每四层收进一个简体：第三区段从75层到108层，翼部小简体减少至16个，沿中心三个简体对称布置： 第四区段从109层到120层，翼部每4层收进两个筒体：第五区段从121层到170层，翼部小简体减少 至8个，沿中心三个筒体对称布置，其中在167层中心左侧大简体局部设置转换桁架，从168层起，中 心简体由3个变为4个：第六区段从171层到182层，翼部每4层收进两个筒体：第七区段从183层到 202层，仅有中心四个小筒体.
各楼层收进及筒体分布见图2.
1层~46层 47层~50层 51层~54层 55层~57层 58层~62层 63层~66层 67层~70层 71层~74层 75层~108层 109层~112层 113层~116层 117层~120层
简体角部采用方钢管，截面尺寸为1200mmX1200mm，钢管 壁厚随高度变化：其余柱采用H型钢，截面高度1200mm，宽度600mm，钢板厚随高度变化：简体裙 梁采用H型钢，梁高1200mm：楼面采用双向桁架结构，跨度15.6mX15.6m.
楼盖体系采用预制整体 装配式，并设有一定厚度的现浇层.
除楼盖外的梁柱材料均采用Q420.
双主梁 简体裙梁 单主果 锅柱 次梁 图3单个简体结构示意图 在结构收进退台位置的相邻楼层，采用了设置斜撑和加强关键构件截面等措施.
整体结构轴测图见图4， 计算模型见图5（考虑了上部塔架结构）.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 202F 182F 170F 120F N16F 08F 58F 右 图4轴测图 图5计算模型 3动力弹塑性分析方法 3.1弹塑性分析目的 本工程为超限高层结构.
依照《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）、《高层民用建筑钢结构技术 相关规定，本工程塔楼主体结构高727.2米，《抗规》中规定的6度区束简结构钢结构房屋的最大适用 高度是300m，属于高度超限.
在建筑物高度上，本项目超限142%.
另外，局部楼层还存在尺寸突变 （最大缩进50%）.通过弹塑性分析，拟达到以下目的：
3.2材料本构模型 本工程中主要有两类基本材料，即混凝土和钢材.
计算中采用的本构模型为： （1）混凝土 采用弹塑性损伤模型，该模型能够考虑混凝土材料拉压强度差异、刚度及强度退化以及拉压循环裂 缝闭合呈现的刚度恢复等性质.
弹塑性损伤本构模型中刚度的降低分别由受拉损伤因子d和受压损伤因子d来表达.
采用Najar 的损伤理论，脆性固体材料的损伤定义如下： w. W.= 1 c:E:c 式中：W.
、W.为无损材料及损伤材料的应变能密度： E、E为无损材料及损伤材料的四阶弹性系数张量： 6为相应的二阶应变张量.
混凝土材料轴心抗压和轴心抗拉强度标准值及其单轴应力应变关系按《混凝土结构设计规范》采用， 混凝土本构关系曲线及损伤示意见图6.
混凝土刚度恢复示意图见图7，当荷载从受拉变为受压时，混 凝土材料的裂缝闭合，抗压刚度恢复至原有的抗压刚度：当荷载从受压变为受拉时，混凝土材料的抗 拉刚度不恢复.
c SDA为混炭土受压析伤后的抗压强度 SDMA =(1-d)E 润起土受压模伤后的抗压度 SD%为混凝土受拉指伤后的抗拉强度 SW -(1-dt)E 混载土受拉损伤后的抗拉刚度 SEV SIN; X14s)s (1-4 )6 图6混凝土受拉及受压应力-应变曲线及损伤示意图
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陈建兴、芮明倬等-苏州国际财富广场结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 苏州国际财富广场 结构设计 陈建兴 ，芮明，高双喜，包联进，陈伟煜 （华东建筑设计研究总院，上海200002） 提要：苏州国际财富广场由两座超高层塔楼组成，主体结构采用圆钢管混凝土钢框架-钢筋混凝土核心筒结构体 系，塔楼屋面以上构筑物灯箱采用钢框架支撑结构体系.
建筑平面东北角内收，该处角柱缺失导致外框不封闭， 底部数层南侧楼板内收形成跨越数层的跃层柱，削弱了外框刚度.
本文介绍了主体结构的总体设计，对削弱框架 采取合理的加强措施，提高关键构件的抗震性能，分析表明结构能达到预定的性能目标.
对结构设计中的一些关 键问题进行分析论证，如邻近建筑的风干扰问题、外框不封闭、跃层柱设计、地震剪力分配、屋项构筑物灯箱设 关键词：超高层，框架一核心筒，性能化设计，外框不封闭，跃层柱，屋顶构筑物 1工程概况 苏州国际财富广场由两座塔楼及共用的4层地下室组成，地上建筑 面积约158 000㎡²，地下建筑面积约39 000m².
裙房4层，主要是商 业用房，屋面高度21.5m：塔楼功能为高级办公，东塔32层，大屋面结 构高度约139m，顶部灯箱高度164.8m：西塔45层，大屋面结构高度 199.1m，顶部灯箱高度230m.
东塔平面形状为矩形，平面尺寸约 54mx36m：西塔平面形状接近方形，平面尺寸约45mx42m.
苏州市50年一遇基本风压为0.45kN/m²，抗震设防烈度6度，场地 特征周期为0.45s，阻尼比取0.04.
根据地震安全性评价报告，其水平地 震影响系数是规范6度反应谱的2.125倍，相当于规范7度反应谱.
结 构设计中，多遇地震作用计算基于安评报告的地震动参数，设防烈度地 震和罕遇地震作用计算取规范的地震动参数.
结构设计使用年限50年， 安全等级二级.
图1建筑效果图 2结构体系 2.1抗震缝设置 本项目地上部分由裙房、东、西塔楼组成，裙房形状呈长条形，东西向约142m，南北向约76m，中 部中庭北侧为完全散开空间，南侧在3-5层布置长条形楼板联系东、西塔楼.
由于东西塔楼间的联系非常 薄弱且不均匀，因此在中庭的左侧设置抗震缝，将地上结构分成东、西两个独立结构，抗震缝宽度100mm.
设置抗震缝之后，结构平面布置相对比较规则.
2.2塔楼结构体系 本项目东塔结构高宽比约3.9，西塔结构高宽比约4.7，均采用钢框架-核心筒结构，由框架和核心筒来 抵抗风荷载和地震作用产生的水平力和倾覆力矩，形成双重设防体系的抗侧结构体系.
作者简介：陈建关（1977-).
男.
博士，高工
典型楼面布置见下图.
东塔 西塔 图4典型楼面布置 核心筒采用现浇钢筋混凝土结构，提供结构主要的抗侧刚度.
核心筒内楼面采用现浇混凝土梁板体系.
东塔楼核心筒呈长条形，平面尺寸约34.5mx12.5m，外侧墙肢厚度从下到上由750mm缩小到450mm，内 侧墙肢厚度从下到上由600mm缩小到250mm.
西塔楼核心筒平面接近正方形，平面尺寸25mx22mm，外 侧墙肢厚度由900mm缩小至450mm，内侧墙肢厚度由400mm缩小至250mm.
底部核心筒混凝土强度采 用C60，在中区和高度，核心筒混凝土强度分别采用C50和C40.
框架结构由圆钢管混凝土柱及钢梁组成，用于传递楼面结构传来的竖向荷载，并提供一定的抗侧刚度.
钢管混凝土柱具有较高的承载力和较好的延性，可有效提高建筑空间的利用率.
东塔楼框架柱的钢管从下 到上由1400mm缩小为600mm，西塔楼框架柱的钢管从下到上由1500mm缩小为600mm.
框架梁高度 uw006~00L 楼盖结构采用压型钢板组合楼板，楼板厚度150mm，典型梁中距约为3m.
外框架与核心筒之间的楼 面梁采用较接，避免框架柱与核心筒之间竖向变形差引起的二次弯矩.
在两个塔楼的顶部都有较高的灯箱和幕墙，东塔楼顶部灯箱和幕墙高约25m，西塔楼顶部灯箱和幕墙 高约30m.
灯箱结构采用钢框架支撑结构体系（图5）.
2.3裙房和地下室结构 裙房采用钢管柱钢梁的钢框架结构体系，抗震缝处，钢梁一端采用滑动支座，支座设置在柱牛腿上.
地下室采用钢筋混凝土框架，地下室外围护结构采用二墙合一的地下连续墙形式（施工阶段的基坑围护墙 和使用阶段的挡土墙合二为一），墙厚有800mm、1000mm二种规格.
2.4地基基础 基础型式采用桩筏基础，塔楼部分采用900mm钻孔灌注桩，桩长约66m，单桩抗压承载力特征值约 5800KN：裙楼部分和纯地下室部分抗压桩采用700mm钻孔灌注桩，桩长约50m，单桩抗压承载力特征
采用桩端后注浆施工工艺以提高单桩承载力.
裙房和纯地下室抗拔桩直径700mm，单桩抗 拔承载力特征值2370kN，单桩抗压承载力特征值2750kN.
本工程东、西塔楼下分别采用板厚2400mm、3300mm的基础筏板：裙楼及纯地下室采用板厚1100mm 的基础筏板.
基础筏板混凝土强度等级均为C40.
东塔 西塔 图5屋顶灯箱立面图 3整体结构弹性分析 地下一层的抗侧刚度均大于首层的两倍，塔楼结构嵌固于地下室顶板.
分析主要采用通用有限元软件 ETABS，结构周期及整体计算结果见表1~表2.
表1结构前3阶周期（s） 振型 东塔 西塔 周期 振动特性 周期 报动特性 1 3.69 Y向平动 5.42 Y向平动 2 2.83 x向平动 4.62 x向平动 3 2.66 扭转 3.73 扭转 扭转周期比 0.72 0.69 表2结构主要性能指标 性能指标 东塔 西塔 地上结构总质量(吨) 106903 144487 地震作用基底剪力及剪重比(kN) X向 17902(1.67%) 19437(1.36%) Y向 19401(1.81%) 18245 (1.28%) 地震作用层间位移角 X向 1/1727 1/1098 Y向 1/939 1/863 风荷载基底剪力(kN) x向 8560 16698 Y向 15794 风荷载层间位移角 x向 1/4511 1/1221 Y向 1/915 1/695 刚重比 x向 5.45 1.60 Y向 3.19 1.55 舒适度（m/s²） 顺风向 0.096 0.088 横风向 0.089 0.163
东塔结构X、Y向的刚重比均大于1.4，结构满足整体稳定的要求，西塔刚重比小于2.7，结构内力和 变形分析中需考虑P-A效应.
两座塔楼在偶然偏心地震作用下的扭转位移比均小于1.4，满足规范要求.
本层与上一层的刚度比均 大于0.7，本层与上三层平均刚度的比值均大于0.8，整体结构不存在明显的软弱层.
考虑到F6层楼面收 进及跃层柱影响，将F6和F7层按薄弱层设计.
4结构抗震性能目标与弹塑性分析 4.1抗震性能目标 根据工程超限情况和抗侧力体系的特点，提出本工程的抗震性能目标如表3所示.
表3结构抗震性能目标 地震烈度 多遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 抗震目标 没有破坏 有破坏，可修复 不可倒場 允许层间位移 东塔：h/800 西塔：h/615 / h/100 剪力墙（*） 弹性 不屈服、控制剪应力 允许进入塑性，控制塑性变形 连梁 弹性 允许进入塑性，控制塑性变形 允许进入塑性，控制塑性变形 框架柱（*） 弹性 不屈服 允许进入塑性，控制塑性变形 框架梁 弹性 允许进入塑性，控制塑性变形 允许进入塑性，控制塑性变形 注（*）：指7层以下框架柱和剪力墙的中震抗震性能目标为不屈服，其余各层的中震抗震性能目标为允许进入塑性，控 制塑性变形.
考虑塔楼下部为人数相对集中的商业功能，为提高核心筒的抗震性能，剪力墙底部加强区高度延伸至 F7层楼面，同时提高底部加强区剪力墙的抗震性能，使其满足中震不屈服的要求.
在西塔楼的南侧和东塔楼的东侧，建筑立面需要一些外露柱，形成约30.8m高的在框架平面内无框架 边梁拉结的跨层柱.
设计中考虑这些削弱对结构受力和构件承载力的影响，将6、7两层作为薄弱层进行 设计，同时提高7层以下框架柱的抗震性能，使其满足中震不屈服的要求.
4.2静力弹塑性分析 静力弹塑性分析采用中国建筑科学研究院的程序PKPM系列PUSH进行.
罕遇地震下，东塔楼X向和Y向的最大弹塑性层间位移角分别为1/886和1/453，西塔楼X向和Y向 的最大弹塑性层间位移角分别为1/418和1/342，均能满足规范1/100的限值要求.
结构层间变形沿竖向变 化均比较均匀，结构刚度沿竖向不存在突变，不存在薄弱层.
30 48R I00 09 0.061 4.402 0.063 0.904 a)东塔 b)西塔 图6结构位移曲线及罕遇地震下结构层间位移角
在罕遇地震作用下，局部连梁开始出现塑 性铰，局部底部剪力墙拉裂，但框架结构仍保持弹性，关键构件满足预定的性能目标要求.
随着水平推覆 力继续增大，更多连梁开始屈服、底部剪力墙拉裂范围增大，框架梁也开始屈服，结构整体刚度继续下降.
设计中加强底部加强区的核心筒角部墙肢的纵向配筋，提高该区域的抗震性能.
5设计关键问题及对策 5.1风干扰系数 风载计算考虑了相邻高层建筑的干扰.
参考上海市高层建 筑钢结构设计规程（DG/TJ08-32-2008J11195-2008)第6.2.5条 第4款的规定： 在周边存在单个施扰建筑时，受扰建筑的顺风向风荷载体 型系数需乘以干扰因子m.
静力干扰因子可根据施扰建筑的参 数Sx，Sy之值按下列规定确定：（1）当0≤S≤16B且 2.5B≤ISyl≤4B时，nm按表6.2.5-2确定：（2）其余情况，静 力干扰因子均取为1.0.
本项目两个塔楼的关系如图7所示.
图7塔楼位置示意图 按上海市高钢规的规定，东、西塔楼两个方向的风荷载干扰系数见表4.
考虑相邻建筑物干扰后，风荷载最大放大1.043倍，设计中偏安全取放大系数为1.05倍.
考虑风荷载干扰 系数后，结构的位移、构件承载力仍能满足规范要求.
表4风荷载干扰系数 风方向 受扰建筑 施扰建筑迎风南宽度（m） SX SY m x 东塔 西塔 30.9 88 14.3 1.009 -X 西塔 东塔 40.9 88 14.3 1.006 东塔 西塔 52.5 14.3 88 1.033 -Y 西塔 东塔 43.7 14.3 88 1.043 5.2外框不封闭 由于建筑立面要求，两个塔楼的北侧与整体平面在东西向互相错开，楼层平面在东北角内凹，导致角 柱缺失和凹角部位框架梁缺失，外框架无法封闭.
假设外框架在凹角处增加框架梁，形成封闭框架，对整体结构刚度、扭转变形以及框架承担的地震作 用进行比较.
（a）东塔 (b）西塔 图8框架封闭示意图 计算表明，外框封闭后，结构平动周期减小约0.25%（东塔）和0.39%（西塔），结构扭转周期减小约 0.2%（东塔）和0.0%（西塔）：结构最大扭转位移比基本接近.
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陆道渊、黄良等-昆明置地广场T1办公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 昆明置地广场T1 办公塔楼 超限高层结构设计 陆道 渊黄良 江蓓唐波周婷婷 （1.华东建筑设计研究总院，上海200002） 摘要：介绍了昆明置地广场T1办公塔楼超限高层结构的抗震设计与分析方法.
T1办公塔楼采用框架-核心简结构体系， 利用SATVE和ETABS两种程序进行小震作用下的弹性计算和弹性时程分析，并对关键构件进行了补充计算，最后进行罕遇地 震作用下的动力弹塑性计算分析.
结合计算分析结果和超限审查专家的意见，提出了该工程的抗震加强措施，为类似超限高 层结构设计提供参考.
关键字：超限高层：框架一核心筒：有限元分析： 1、工程概况 本工程位于昆明市北京路，总建筑面积约22.38万㎡，地面以上由抗震缝将整个建筑分为T1办公塔 楼（地上53层，大屋面高度238.5m）、T2住宅塔楼（地上49层，大屋面高度155.6m）、T3裙楼（地上5 层，大屋面高度25.5m）3个独立结构，地下部分均为4层.
建筑效果图及结构标准层平面布置见图1、图 2.
本工程抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度峰值为0.2g，地震分组为第三组，场地类别为1I 类，T1办公塔楼抗震设防类别为乙类，设计基准期为50年.
T1办公塔楼平面为方形，尺寸约为42.0mx42.0m， 两个角部根据建筑造型需要立面缩进变化，核心筒尺寸约为23.0mx20.2m.
图1昆明置地广场效果图 图2T1办公塔楼标准层平面
结 构高宽比为5.3，筒体高宽比为11.8.
作为第一道防线的主要抗侧力构件核心筒，其底部外边长约23.0mx20.2m米，底部外墙厚度为1.0米， 随高度增加该墙厚逐渐减薄至0.4米.
伸臂桁架与混凝土核心筒连接时在连接处四角暗柱内预埋型钢.
核 心筒在底部加强区和关键部位设置型钢，不仅可以有效控制剪力墙厚度，控制墙体轴压比，而且也可提高 核心筒剪力墙底部加强区的延性.
根据建筑功能的要求，核心筒在42层以上局部收进.
作为外框架，外框柱采用内置“十”字型钢的型钢混凝土柱，在减少框架柱截面和轴压比的同时，能 有效增加外框柱延性.
底部外框柱截面为1800mmX1800mm（含钢率6.1%），顶部截面为1000mmX1000mm（含 钢率4.0%），在加强层及其相邻上下各一层，外框柱内含钢率根据节点计算加强.
外框梁采用钢梁，标准 楼层梁高在800~900mm左右，为提高外框架刚度，在首层层高10.2m处，梁高增大为2000mm，提高首层刚 度，避免上下层刚度突变.
结构利用建筑设备层，布置了伸臂和环带桁架组成的加强层，伸臂桁架将框架与核心筒相连，增强了 外框柱对结构整体抗侧刚度的贡献.
T1办公塔楼共有两个加强区，分别位于建筑楼层22F/38F，每个加强 区共布置有四道伸臂桁架，伸臂桁架位于核心筒四个角部.
每个加强区配合伸臂桁架在外框柱之间设置环 带桁架，环带桁架采取单斜杆与交叉斜杆相结合的方式.
桁架高度均为8.4m层高（层内设有设备夹层）.
伸臂桁架可以将核心筒与外框架协同工作，能有效提高结构周边框架柱框架的抗倾覆弯矩，增加结构的整 体侧向刚度.
环带桁架的设置，配合伸臂桁架，在增大结构侧向刚度的同时，减少剪力滞后效应，加强结 构整体刚度 3、抗震设计性能化目标 T1办公塔楼存在扭转位移比大于1.2、局部夹层楼板开大洞、顶部核心筒剪力墙收进竖向构件不连续、 首层层高较大承载力突变、高度超B级高度等超限情况，属于超限高层建筑结构.
针对超限情况，从整体 结构体系、设计内力调整、增强重要构件的延性等方面采取措施.
综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场 地条件、结构自身特性等因素.
办公塔楼的结构抗震性能目标定为C类：小震时完好、无损坏：中震轻度 损坏：大震下无倒塌.
以上抗震性能目标，具体深化到各个构件详见表1.
表1T1办公塔楼抗震设防性能目标 地震水准 多遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 （小震） （中震） （大震） 性能水准定性捕述 完好、无损坏 可修复损坏 无倒場 层间位移角限值 h/523 h/100 底部加强层区域核芯简混藏 弹性 抗剪弹性拉弯 土墙 和压弯不屈服 外墙抗剪被面不屈服 关键 第一道环带彬架以下部位的 弹性 抗剪弹性拉弯 核心筒混凝土墙 和压弯不屈服 薄弱层弹塑性位移满足《高规》要求 构件 第二道环带彬架以下区域的 外框架柱 弹性 不屈服 薄弱层弹塑性位移满足《高规》要求 伸臂桁架 弹性 不屈服 薄弱层弹塑性位移满足《高规》要求
结合地质勘察报 告，本工程T1办公塔楼起初考虑采用人工挖孔桩，局部岩层较浅采用天然地基.
由于施工阶段地下水位 较高，根据现场情况及专家论证会意见，T1办公塔楼均改成桩筏基础.
筏板厚度2600mm，冲孔灌注桩桩 径采用1600mm、1800mm、2000mm三种，单桩承载力特征值分别为18000kN、22500kN、28000kN，桩端嵌岩 均不小于0.5d，桩身混凝土为C40.
针对岩面起伏变化较大等情况，本工程采用一桩五孔超前钻方案，嵌岩桩桩端以下3倍桩径且不小于 5m范围内应无软弱层、断裂破碎带和洞穴分布，且在桩底应力扩散范围内应无岩体临空面.
4.2多遇地震作用下整体计算 小震规范反应谱均大于安评报告提供的反应谱，因此设计偏安全采用规范反应谱进行计算分析.
结构 计算采用了三维分析软件SATVE、ETABS，计算时考虑双向地震作用、单向偶然偏心，梁弯曲刚度考虑楼板 翼缘影响予以增大.
主要计算结果见表2.
表2整体结构主要计算结果 分析软件 SATAE ETABS 结构总质量/t 156334 154900 T1 5.01 5.02 周期 12 4.81 4.88 ↑3 3.31 扭转周期比 0. 70<0. 85 0. 66<0.85 基底剪力 X 38859 38270 /kN Y 38386 37850 剪重比 X 2.50% 2. 50% Y 2. 45% 2. 44% 底层倾覆 X 5656963 5634000 力矩/kN. Y 5571799 5510000 两个程序在周期，振型、总质量、剪重比和地震倾覆力矩几方面计算结果基本一致. 结构整体周期 比、位移比、剪重比等均满足规范要求，除加强层外其他楼层，抗侧刚度比、抗剪承载力均满足规范要求. 框架底层在X、Y两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的百分比分别为11.39%、8.32%，在结 构底区与中区楼层处的框架在两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的比例基本上均已达到10%，结 构高区楼层框架在两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的比例基本上均超过20%. 对于底部局部楼 层外框柱承担地震剪力比例小于10%时，此部分楼层核心筒进行加强处理，框架地震剪力比例在10%~20% 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 之间时，按规范要求对地震剪力进行调整. 结构在规定水平力作用下结构底层框架部分承受的地震倾覆力 矩与结构底层地震倾覆力矩的比值在X、Y方向均接近50%，x方向为48.47%，y方向为46.41%，均小于 50%，均满足规范要求. 计算得到X方向的刚重比为2.73，Y方向的刚重比为2.55，均大于1.4的要求，需考虑重力荷载产生 的二阶效应，结构的稳定具有足够的安全储备. T1办公塔楼为框架-核心筒结构体系，抗震等级为特一级，剪力墙墙肢轴压比限值为0.5，. 外框柱为 型钢混凝土柱，抗震等级为一级，外框柱轴压比限值为0.7（剪跨比<2时，限值为0.65）. 在规范小震下， 剪力墙墙肢及外框柱的轴压比均满足规范要求. 综上所述，结构在多遇地震下各项计算指标均满足规范要求. 4.3、多遇地震作用下弹性时程分析 T1办公塔楼多遇地震下弹性时程分析采用的地震波为2组天然波和1组人工合成的加速度时程波，每 组已含两个方向的分量. 在波形的选择上，除符合有效峰值、持续时间、频谱特性等方面的要求外，还应 满足规范对底部剪力方面的相关要求. 表3时程分析与规范小震基底剪力比较 天然波1天然波2人工波 Average 规范小震 Vx (kN) 37793. 1 34004. 8 31589. 4 34462. 5 38858. 6 与规范反应谱的比例 97. 3% 87.5% 81. 3% 88. 7% Vy (kN) 37437. 5 32597. 1 33414. 7 34483. 1 38386. 2 与规范反应谱的比例 97. 5% 84. 9% 87. 0% 89. 8% 根据上述3组时程曲线作用下的基底剪力与规范小震作用下基底剪力比较，可知在X和Y方向，三条 波的基地剪力和规范小震相比，每条波均大于规范小震基底剪力的65%，平均值均大于规范小震基底剪力 的80%，满足规范关于三条时程曲线关于结构底部剪力的要求. 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中关于时程分析的要求，当取三组时程曲线进行计 算时，结构地震作用效应宜取时程法计算结果的包络值与振型分解反应谱法计算结果的较大值：三条地震 曲线的最大楼层位移角曲线均能够被CQC曲线包络，在塔楼高区楼层，时程曲线作用下的剪力大于CQC反 应谱计算所得的楼层剪力，在设计这些楼层时对这些楼层的地震剪力等比予以放大. 5、关键构件计算分析 5.1剪力墙性能目标 设防烈度作用下amax=0.45，荷载分项系数取1.0，材料分项系数亦取1.0，材料强度取标准值，且不 考虑承载力抗震调整系数及风荷载，验算中震不屈服工况下墙体正截面抗弯承载力. 设防烈度作用下. max=0.45，荷载分项系数及承载力抗震调整系数按规范要求，材料强度取设计值，内力调整系数取1.0，不 计算风荷载，验算中震弹性工况下墙体抗剪承载能力. 罕遇烈度作用下amax=0.90，荷载分项系数及承载 力抗震调整系数按规范要求，材料强度取标准值，内力调整系数取1.0，不计算风荷载，验算剪力墙大震 不屈服工况下抗剪截面承载力. 计算结果表明：墙肢P-M曲线图显示墙肢承载力满足抗弯性能目标要求，通过适当增加水平筋配筋率， 墙肢能满足抗剪性能目标要求，芯筒外墙肢满足大震不屈服抗剪截面要求. 5.2外框柱性能目标 T1办公塔楼外框柱的承载力验算考虑以下几个荷载组合：1）风：1.2DL1.4LL土0.84WL：2）小震弹 性：1.2DL0.6LL±1.3EQ：3）中震不屈服：1.0DL0.5LL±2.8EQ. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 首层-六层CI，PM曲线 首层-六层C2 PM曲线 145 图3C1角柱PM曲线 图4C2中柱PM曲线 T1办公塔楼底层柱P-M曲线如图3、图4所示，其他外框柱在中震不屈服工况下，承载力都满足 要求. 5.3伸臂及环带桁架计算 本工程伸臂桁架采用单斜杆下弦杆的形式（如图5、图6所示），均采用箱型截面，环带桁架采用单 斜杆和交叉斜杆两种，单斜杆采用箱型截面，交叉斜杆为工形截面. 单斜杆伸臂桁架形式简单，效率较高，并能有效地减小结构的项点位移及核心简倾覆力矩. 伸臂斜腹 杆与核心筒剪力墙相交，使核心筒墙体承受很大的剪力，因此在芯筒四角设置型钢，伸臂构件贯通核心筒， 并在剪力墙主应力路径上埋置斜腹杆，有利于剪力墙内部传力. f. / 2/36F 1-I 图5加强层伸臂及环带桁架 图6伸臂桁架立面 计算结果表明：伸臂桁架杆件应力比均由中震不屈服工况控制，斜腹杆最大应力比0.78，下弦杆最大 应力比0.66，杆件应力比均满足计算要求，伸臂桁架满足中震不屈服性能目标要求. 环带桁架斜腹杆应力 比均由中震弹性工况控制，斜腹杆最大应力比0.81，弦杆最大应力比0.89，杆件应力比均满足计算要求， 环带桁架满足中震弹性性能目标要求. 5.4加强层楼板应力计算 加强层的上下层楼面结构承担着协调内筒和外框架的作用，存在很大的面内应力，对加强层楼板考虑 平面内变形的有限元分析计算. 计算结果表明：在规范小震工况下，加强层的底层和顶层楼板分别在X向和Y向伸臂区域的楼板平面 内应力较为集中，大部分应力为1.5MPa，最大处不超过2.2MPa，在中震工况下，应力约为1.5*2.85=4.3MPa， 在设计过程中已经将加强层的底层和顶层楼板加厚至200mm，在施工图阶段将采取楼板内钢筋加大并且双 向拉通等措施进行加强. 5.5施工阶段安全性验算 由于外框柱与混凝土内筒轴向变形往往不一致，使伸臂桁架产生很大的附加内力，因而伸臂桁架宜分 段拼装. 在施工期间，可采取斜杆上设长圆孔、斜杆后装等措施使伸臂桁架的杆件能适应外围构件与内筒 在施工期间的竖向变形差异. 施工阶段结构侧向刚度小于使用阶段，需符合施工期间在一定概率地震作用 下结构的安全性. 经计算，在1.0恒荷载作用下，结构的刚重比满足结构整体稳定要求，构件内力计算及位移计算应考
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金钊、陈勇-大气边界层湍流风生成方法DSRFG的计算效率研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 大气边界层 湍流风生成方法DSRFG 的计算效率研究 金钊 ，陈勇 （1.中国建筑东北设计研究院技术中心，沈阳110005） 提要：本文研究了大气边界层淄流风生成方法DSRFG的计算效率问题，分析了在FIuent软件上通过UDF应用 该方法时计算速度较低的原因，并提出了加速方法.
该方法把淄流风生成过程与主计算程序分离，由额外的并行 程序独立计算，并通过UDF实现风速数据的实时传递.
通过对比算例分析了加速方法的效率.
计算结果表明，应 用该方法可以有效的提高淄流风生成的速度，减少非稳态数值风润的分析时间.
关键词：结构抗风：大涡模拟：淄流边界层：计算风工程 1引言 计算风工程在过去的30年发展迅速，成为既风洞试验后研究建筑风荷载与风环境的新方法".
建筑物 处于大气边界层内部，淄流度与雷诺数较大，为了能尽量准确的模拟建筑物周围的流场以及表面的压强， 同时考虑到计算效率，计算风工程中常用各种淄流模型而不是使用直接模拟（DNS）.
早期，基于雷诺平均 的RANS淄流模型被广泛的应用于稳态数值风洞的分析，主要用于建筑表面的风压系数、局部体型系数、 建筑周围风环境的分析.
但是仅有平均风荷载无法满足建筑抗风设计的需求.
除了平均风荷载外，结构 主体设计需要用到考虑结构振动响应的等效静力风荷载，幕墙等维护结构设计需要极值风压，对于较柔的 超高层建筑，有时还需要考虑流固耦合效应.
随着近年来计算机能力的飞快提升，将大涡模拟（LES）用于非稳态数值风润分析成为可能.
与RANS 方法不同，大涡模拟能够模拟钝体附近复杂的瞬态淄流流场，获得建筑表面的脉动风荷载时程，进而可以 用来研究建筑的风致动力响应.
且研究表明，在钝体绕流的分离区，LES可获得更准确的风压信息.
影响非稳态数值风润分析准确性的一个重要因素为计算域入口处来流脉动风场的生成.
生成的风场除 了要符合大气边界层的平均风剖面与淄流强度剖面外，还需要符合特定空间相关性与功率谱特征.
目前 常用的脉动风生成方法有预先生成法与人工合成法.
预先生成法的主要思路为在入口边界前设置一段独立 的辅助计算域，域内地面模仿风洞试验段设置粗糙元来制造淄流风.
该方法的优点为获得的入口风场满 足NS方程，缺点为计算时间比较长，生成各点的风速时程存储比较耗费存储资源.
人工合成法按合成方 式不同分为两种，一种是通过脉动风速的功率谱函数和空间相关性构造带有高斯随机系数项的三角级数序 列，脉动速度可以表达为一系列正弦和余弦函数.
该方法的优点是能够保证脉动风速的淄流特性，缺点为 连续性条件在生成过程中无法满足，须在时程数据生成后进一步处理”.
另一种方法是利用三维能谱 生成脉动风速时间序列，并与无散度空间向量叠加来模拟脉动入口条件.
该方法由Kraichnan首先提出， 而后Smirnov将淄流长度尺度和时间尺度加入了Kraichnan的基本公式中提出了RFG方法，该方法可生 成满足目标湍流长度尺度和时间尺度并满足连续方程的淄流风场，但该方法生成结果仅能满足Guass谱， 无法生成满足Karman谱或Daveport谱等更符合实际功率谱的风场.
黄生洪，李秋胜在Kraichnan与 基金项目：中国建筑股份有限公司科技研发基金项目（CSCEC-2010-Z-01-02） 作者简介：金划（1985.1)，男，研士，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 Smirmov工作的基础上，提出了DSRFG方法.
该方法将连续能谱离散，逐个构造风速时程，最后再将风速 合成.
DSRFG方法的主要优点为"：1)严格满足连续性条件：2)基于严格的理论推导，具有通用性.
生成 的脉动风速场满足指定的谱函数：3)入口淄流的空间相关性可通过相关性尺度因子调整：4）每个坐标点 的淄流生成过程相互独立，适用于并行计算.
在风速生成速度上，预先生成法和第一种人工合成法效率较低，因而只能提前生成并存储，在正式模 拟时读取风速数据加在入口网格节点上.
遇到计算域尺寸、入口边界网格划分或者时间步长发生变化的 情况时就要重新生成或者进行插值处理.
而DSRFG方法中各空间点的生成相互独立，可进行并行处理，所 以生成速度高于前两者，在实际应用中可以与整个流场的分析同时进行.
本文对DSRFG方法的计算速度进行了深入研究，分析了文章"的算例中，淄流生成用时与流场模拟用 时相当的原因.
并提出了针对DSRFG淄流边界层风速风生成方法的加速方法.
该方法的基本思想是将淄流 风生成过程与主计算程序分离，由额外的并行程序独立计算，再痛过Fluent提供的UDF实现两程序间相 关数据的传递.
并通过实际算例分析了该方法的加速性能.
2 DSRFG 根据Kraichnan的研究，空间各向同性的淄流速度场可以通过下式来合成： u (x t)=[p²cos(kx ∞ )q sin(k²x ）] (1) P”=ek”，q=e5²k (2) 式中：下标i j=1 2.3表示不同方向.
E是置换张量.
N（M.o）为均值为M以及标准差为的正 态分布.
为服从正态分布的频率样本.
k”为波数向量，其分布规律决定（1）式生成的速度场的能谱形 式，当k的取值各向同性的分布在三维圆球表面或者二维圆周上时，生成的能谱满足 E（k)=(3/2)v8（k-k)或E （k)=v8（k-k），其中v.
为脉动速度的标准差.
当k的取值满足均值 为k/2标准差为k.
/√3高斯分布时，生成的能谱满足： E(k)=16(2/π)v²k*kexp（k²/k²）（三维) (3) 或者 E(k) = 4.5k²kexp((3/ 2)k² / k²) （二维） (4) 在Kraichnan研究的基础上，黄生洪等人，提出了DSRFG方法，该方法可以生成符合任意功率谱的淄 流风速场.
从Kraichnan的研究中可以看出，脉动风速能谱E（k)或E （k）仅在k.
处不为零，因此可利用 这一特性构造满足任意能量谱的速度场.
对于任意给定的3D能谱E（k)有：
DSRFG方法的 详细介绍见文缺".
100 DSRFG Kxmm音 S 10 100 频率f 图1DSRFG方法生成风速时程的功率谱与目标Karman谱比较 3DSRFG加速方法
每一时步需要的计算时间共78s，其中30s为流场的选代求解，28s为DSRFG计算， 20s为力监控.
整个4000个时步的计算共用了86小时，约有30小时用于DSRFG计算.
如果不考虑力监控 耗费的时间，DSRFG计算用时与整体流场分析时间相当，占总用时的48.28%.
而作为对比的RFG方法可以 节约30%的计算时间.
从上述算例中可以看出，用DSRFG作为入口处淄流风生成方法将会加倍模拟用时.
但在实际应用中发 现，将该方法编译为独立的应用程序时，计算速度会大幅提高.
3.2独立DSRFG程序 独立的DSRFG程序采用C语言编写，同时使用了OpenMPr进行并行化处理.
测试时仍采用上述算例的 5880个网格节点，N=100，L500，并考察了采用不同个数CPU进行并行计算的用时与并行加速比，结果如 图 2.
CRUB 图2独立DSRFG程序计算速度 （左图为不同并行CPU数计算一个时步的用时，右图为对应的并行加速比） 由图2可以看出，独立DSRFG程序的并行CPU数低于10核时，并行加速比近似成线性，并行效率大 于90%.
当CPU数大于10后，加速比不再增加而计算用时也不再减小.
分析原因为5880个节点等分为10 份以上后，每个线程负责的计算任务过少，导致OpenMP的线程操作用时占比例增加，所以并行效果不再 明显.
另外，12核并行计算的用时为1.81s，远小于文献中的28s.
可见独立的并行DSRFG程序计算速 度快于UDF法.
3.3原因分析 通过具体算例分析了UDF法与独立运行程序计算速度差别较大的原因，算例的具体布置与边界条件详 见4.1节，采用16核并行： 1）并行不充分： Fluent并行计算的方式为将整个计算域划分为并行核数个网格数尽量相等的子域，每个子域内的 计算由对应的CPU负责，不同子域交接处的数据通过MPI互相传递.
这种并行方式无法将DSRFG的计算充 分并行化，如表1所示，虽然整个计算域被划分16个子域，但是入口边界面仅划分了3个.
每一时步内， 当3个CPU在进行淄流风场生成时，其他13个CPU闲置等待.
另外，入口处划分的子域中各自包含的网 格节点数也存在差异，导致计算任务分配不平均（如表1）.
2)CompliedUDF运行效率较低： 对比了在使用相同CPU数并行时，UDF与独立程序的计算用时，采用16核并行时，其中入口边界面仅 被分为3个子域.
独立程序同样采用3线程并行，每个线程负责的节点数与每一时步内用于DSRFG计算的
可见，即使在并行核数相同的情况下，独立程序的计算速度也要比UDF快很多.
表1相同并行CPU数的计算速度对比 UOF 独立程序 子域1（节点数） 2551 1960 子域2（节点数） 1543 1960 子域3（节点数） 1786 1960 计算用时 19.975s 6.046s 3.4与Fluent的结合 独立的DSRFG程序与FIuent无法直接读取各自进程中的数据，本文通过UDF实现两者间数据的传递.
考虑到用UDF实现进程等待时，各进程依然占用CPU资源，所以采用了FIuent与DSRFG同时进行计算的 方式.
既每一时间步内，Fluent进行流场分析，于此同时DSRFG程序生成下一时步入口处各网格节点的风 速，在两者都结束当前时步的计算后，应用UDF实现入口风场的更新（下文简称该方法为独立程序法）， 如下图所示： DSRFG程序初始化入口边界风场 Fuent更新入口处各 节点风速并初始化 Fluent流场分析 内程 序间 DSRFG生成下时 步计 则入口边界风场 一时步 同步，两程序都完成后雅续 Fuent更新下时刻入口处各节点风速 图3独立程序法的分析流程图 4计算效率对比 首先，详细研究了应用本文提出的方法时，Fluent与DSRFG的CPU分配问题，以使资源分配最优化.
4.1计算域与网格划分 计算域大小和边界设置如图4所示，结构采用CAARC标准建筑模型，模型比尺为1：300.
B=0.1524m， D=0.1024m，H=0.6096m.
网格划分采用结构与非结构化网格混合方法，在建筑物附近的长方体区域内用四 面体网格，其他区域采用结构化网格（如图5）.共布置网格168万，入口边界面上网格节点5880.
对非边界 对家边界 8D 22D 2H Outflow 80 对称地界 图4计算域布置与边界条件
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金晶、区彤等-珠海横琴发展大厦动力弹塑性对比分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 珠海横琴 发展大厦动力弹塑性 对比分析 金晶 ，区彤 ，谭坚，张连飞 （广东省建筑设计研究院，广州510370） 提要：以珠海横琴发展大厦为研究对象，采用MIDAS/GEN和ABAQLS两种有限元分析软件，建立三维非线性结构模型，对这 种带巨型转换桁架-钢框架-支撑筒的非常规结构体系，进行罕遇地震作用下动力弹塑性时程分析.
验证其在大震作用下的抗 震性能是否满足预定的抗震性能目标：同时，研究结构中关键构件的塑性损伤和屈服程度，并做出性能评价.
分析对比的结 果表明：塑性铰的分布和结构塑性损伤较少，受力性能良好，弹塑性反应及破坏机制符合抗震概念设计要求，结构满足大震 下的抗震性能设计目标.
关键词：超限高层：罕遇地震：动力弹塑性时程分析：塑性损伤 1工程概述及结构体系 横琴发展大厦位于珠海市横琴岛，横琴发展大厦一期主楼建筑高度100m，建筑平面尺寸约 100mx100m，结构地下2层，地上18层，见图1.
图1横琴发展大厦 图2横琴发展大厦结构模型 建筑主楼平面为回字形，尺寸为100mx100m，长宽比L/B=1，主楼采用4个L形支撑筒形成竖向支撑 体系，L形支撑筒尺寸为18mx18m，支撑筒之间结构跨度33.6m，支撑筒两端结构悬挑约12.5m.为大跨度、 大悬臂钢结构.
结构高宽比为100/69.6=1.44.
经结构方案优化和比选，最终选择带巨型转换桁架-钢框架- 支撑筒结构，见图2.
支撑筒采用方钢混凝土柱钢支撑，其中部分钢支撑采用防屈曲支撑：结构架空层上部楼层设置两层 高巨型钢转换桁架层，桁架高度10m，并采用拉索提高巨型桁架刚度：巨型桁架层支撑上部标准楼层，标 准楼层采用钢梁钢柱的钢框架形式.
2抗震性能设计 2.1抗震性能设计目标 工程抗震设防烈度为7度，IⅢl类场地，设计地震分组为第1组，设计基本地震加速度值为0.1g，特征 周期0.45s，安评提供特征周期为0.48s，抗震设防分类为标准设防类：基本风压值0.85kPa.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 结构形式为巨型转换桁架-钢框架-支撑筒结构体系，不属于规范所列常规结构形式，针对本结构的特点 及超限情况，依据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）第3.10节“建筑抗震性能设计"的要求进行设 计，总体按性能3的要求设计 2.2动力弹塑性时程分析软件 该工程使用两个有限元软件进行弹塑性时程分析，分别是：建筑结构通用有限元分析与设计软件 MIDAS/GEN和通用非线性有限元分析软件ABAQUS.
在结构设计方面，MIDAS/GEN全面强化了实际工 作中结构分析所需要的功能，在已有的有限元库中加入索单元、间隙单元等非线性单元，更好地在动力弹 塑性分析时还原了结构的真实性：ABAQUS作为通用有限元软件，具有丰富的单元库和模型库，以及强大 的非线性分析能力，在各个领域都有广泛的应用.
2.3结构抗震性能评价指标 结构总体抗震性能的评价从弹塑性层间位移角、结构顶部位移曲线及底部剪力时程曲线与结构损伤的 过程和损伤区域等几方面进行对比分析：结构构件的评价从构件的塑性变形与塑性变形限制值的大小关 系、关键部位构件的塑性变形等方面进行分析.
在MIDAS/GEN模型以塑性铰的状态来描述构件的破坏状 态，见表1：ABAQUS中以混凝土的受压损伤因子及钢材的塑性应变程度作为构件破坏评定标准23.
表1MIDAS塑性铰级别与破坏极限状态定性描述对应关系 塑性铰级别 构件各个破坏极限状态定性描述 无塑性钦 保持弹性：构件尚未发生屈服或屈曲，无结构性破坏 Levell (D/D2=0.5) 可继续使用：构件只受到轻微破坏，地震过后无需修复即可使用 Level2 可继续使用：构件受到一定破坏，地震过后进行一定修复即可继 (D/D2=1) 续使用 Level 3 生命安全：构件受到显著破坏但尚能确保生命安全，可修复继续 (D/D2=2) 使用但修复不一定经济 Level 4 临界倒場：构件受到严重破坏即将出现或已经出现强度退化，已 (D/D2=4) 不可修复使用，但构件尚能承受自重所产生的荷载而避免倒塌 Level 5 (D/D2=8) 构件失效 3动力弹塑性模型 本工程结构弹性分析采用MIDAS/GEN模型与ABAQUS转换模型进行罕遇地震作用结构弹性计算结果 进行对比.
3.1构件模拟 MIDAS/GEN结构构件的塑性损伤采用塑性较来模拟：ABAQUS中以混凝土的受压损伤因子及钢材的 塑性应变程度作为构件破坏评定标准.
结构上部主体结构为钢结构，MIDAS/GEN对梁柱斜撑等构件采用 集中较模型，预应力索采用桁架单元，其它构件采用梁单元.
（1）钢管混凝土柱 根据性能目标，在MIDAS/GEN的模型中，钢管混凝土柱设置PMM较，滞回模型采用Kinematichardening （随动强化型）：在ABAQUS中采用梁单元B31.
2
在ABAQUS模型中，梁、柱、桁架弦杆采用梁单元B31，桁架腹杆采用桁架单元T2D3，预应力索采用 梁单元B31加两端铰接和施加初始预应力的方法模拟，钢材采用等向强化二折线模型和Mises屈服准则，其 中强化段的强化系数取0.01.
(3）混凝土梁柱 在MIDAS/GEN的模型中混凝土梁设置MM塑性铰，混凝土柱设置PMM铰，滞回模型采用混凝土结构 常用的CloughType滞回模型.
ABAQUS模型采用《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）附录C提供 的受拉、受压应力-应变关系作为混凝土滞回曲线的骨架线，加上损伤系数（dc，dt）构成了一条完整的混 凝土拉压滞回曲线.
（4）楼板 在MIDAS/GEN的模型中，楼板罕遇地震作用下采用膜单元，不考虑平面外刚度：ABAQUS有限元软 件的楼板采用壳单元S4R，混凝土构件配筋采用MIDAS的计算结果.
3.2质量 MIDAS模型总质量为195023t，ABAQUS模型总质量为199053t.
3.3阻尼比 根据GB50011-2010和高层民用建筑钢结构技术规程，在MIDAS/GEN模型和ABAQUS模型中，大震 时阻尼比均取0.05.
3.4地震波输入 采用隔震和消能减震设计的结构应进行弹塑性变形验算，采用弹塑性时程分析方法，直接模拟结构 在地震力作用下的非线性反应.
根据本项目的特点，罕遇地震作用下的时程分析采用安评单位提供的天然 波一（Landers）、天然波二（ChiCHi）和人工波进行动力弹塑性时程分析.
地震波计算持时分别是20s和30s，两个过程均包括了地震波的峰值加速度，并采用两种输入方式：1） 三向同时输入：在分析中，重力荷载的施加与地震波的输入分两步进行：第一步，施加重力荷载（1.0恒载 0.5活载1.0预应力）：第二步，施加地震作用，按三向地震作用计算，主方向加速度幅值为220gal，主次 方向与竖向加速度峰值比为1：0.85：0.65：2）仅竖向输入.
三向输入时罕遇地震条件下水平向PGA调整 为220gal，竖向调整为143gal（仅输入竖向地震时为220gal）.
人工波和天然波如图3~5所示.
ATt 8. 时R G) 时间0 Landers-N ChiChi-N 图3第一组天然波（Landers) 图4第二组天然波（ChiChi122) 图5人工波 4罕遇地震动力弹塑性分析 4.1动力特性 用MIDAS计算的结构模型的前3周期为：TI=1.911 T2=1.904 T3=1.614，ABAQUS计算前3阶周期为： 3
(a)MIDAS 模型Y向第一振型 (b）ABAQUS模型Y向第一振型 图6MIDAS与ABAQUS模型Y向第一振型对比 4.2罕遇地震下的整体结构反应指标 以90°主方向计算为例，ABAQUS与MIDAS/GEN弹塑性计算主要结果对比见表2，该指标反映了结构 进入弹塑性状态的程度，且两种软件计算结果吻合较好.
表2ABAQUS与MIDAS/GEN计算结果对比 地震波 计算软件 90°主方向 90°主方向顶点最 90主方向最大层间 最大基底剪力与 最大基底剪力(kN) 大位移（mm） 位移角 CQC 比值 第一组天然波 ABAQUS 278997 249 1/193 (12F) 5.9 (Landers) MIDAS/GEN 316100 408 1/103 (10F) 6.7 第二组天然波 ABAQUS 292266 392 1/132 (8F) 6.2 (ChiCHi) MIDAS/GEN 251600 335 1/119 (9F) 5.34 人工波 ABAQUS 322099 411 1/121 (8F) 6.83 MIDAS/GEN 294249 366 1/117 (10F) 6.25 4.390度主方向人工波激励下的基底剪力、拉索内力与顶点位移时程对比 罕遇地震作用下，以人工波为例，结构在人工波90度主方向下的反应最大，用两个有限元分析软件 （MIDAS、ABAQUS）沿着90度方向为主方向（Y向）对结构输入三向地震波，对比其基底剪力与顶点位 移时程.
40000 30000 200000 INRC NY) 300000 时间() 400600 时间（s） 90度 图7MIDAS模型人工波90度主方向20s基底剪力 图8ABAQUS 模型人工波90度主方向30s基底剪力 （0度向最大基底剪力：244197kN， (0度方向最大剪力：236543kN， 90度向最大基底剪力：294300kN） 90度方向最大剪力：322099kN) 在三向波作用下，索内力均小于索的破断力34198kN，其中ABAQUS模型计算的拉索内力最大值为 19834kN，MIDAS模型计算的拉索内力最大值为18943kN，两种软件的计算结果接近，提取下图所示位置 4
（1）支撑筒柱塑性损伤情况
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郑建东、叶云青-山地高层建筑抗震设计若干规则性指标应用方法的探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 山地高层建筑抗震 设计若干规则性 指标应用方法 的探讨 郑建东 叶云青 （1广州潮华建筑设计有限公司，广州510655） [摘要】通过对一栋山地高层建筑扭转位移比、抗剪承转比的计算，并采用对应的平地计算模型进行对比，结合 动力弹塑性时程分析，提出了在计算层间位移角较小的山地高层建筑扭转效应时，以层水平扭转角作为辅助控制 指标，适当放松扭转位移比限值：计算抗剪承载力比时，以构件的楼层抗孵屈服强度系数作为衡量指标.
[关键词]山地高层建筑，扭转位移比，层水平扭转角，抗剪承载力比，抗剪屈服强度系数 0引言 随着房地产的蓬勃发展及建设用地的紧缺，越来越多的高层建筑项目建设场地由平地扩展到坡 地乃至山地.
由于山地坡度带来的建筑物底部不等高、不同层嵌固，使《建筑抗震设计规范》 （GB50011-2010）第3.4.3条以平层概念来计算的不规则判别指标出现了一些异常结果，尤其是扭 转位移比和抗剪承载力比常出现明显不满足规范要求的情况.
本文拟通过一栋工程实例，对以上两 个指标在山地建筑中的合理应用，提出修正应用方法.
1工程概况 本文讨论的高层建筑位于贵阳市云岩区渔安、安井片区D8地块，为24层高层住宅，采用框架 -核心筒结构.
建筑底部4层（-1~-4），一面临空，另一面不同层嵌固于侧面山体，由于一面临山， 底部各层平面逐层收进.
建筑剖面见图1，结构底部楼层平面见图2.
L 图1建筑剖面示意图 图2结构底部楼层平面示意图 2规则性指标计算结果 按建筑底部嵌固于不同层的计算模型（以下简称模型A），采用PKPM小震工况计算所得的结 构主要整体指标如表1所示.
同时，为了验证异常指标出现的原因是否因底部嵌固变化所致，采用 作者簧介：郑建东（19724），男.
工程硕土，教授级高工
表1模型A、模型B整体指标计算结果 模型A 模型B 自振周期（s） T1=4. 12 T1=4. 23 T2=3. 27 T2=3. 44 T3=3. 08 T3=3. 39 地震基底剪力 X:4775 Y:4752 X:5011 Y:5132 (kN) 地震底部倾覆弯 X:321387 Y:335514 X:323333 矩(kN*n) Y:361580 (%）21更版 X:0. 84 Y:0. 84 X:0. 87 Y:0. 90 刚度比 X: 1. 16 Y:1. 13 X: 1. 16 Y:1. 08 扭转位移比 X:1. 90 (-4F) Y:1. 62(4F) X:1. 25 (4F) Y:1. 01(2F) Y:1. 14 (4F) Y: 1. 14 (2F) 抗剪承载力比 X:0. 69 (4F) X :1. 02(4F) X:0. 86 (2F) X:0. 86 (2F) Y:0. 73 (4F) Y:1. 02(4F) Y:0. 82 (2F) Y:0. 80 (2F) 最大层间位移角 X:1/1242(13F) X: 1/1234 (13F) Y:1/2000 (7F) Y: 1/1797 (2F) 从表1看出，模型A-4层的扭转位移比、抗剪承载力比不满足规范要求，而对应楼层模型B的 指标则满足规范要求且与模型A差别较大，以上两个指标沿高度的变化曲线见图3.
应移比典线 其承桃力比尚境 0.5 移比 抗剪承状力比 2.f 生 图3 扭转位移比、抗剪承载力比曲线 3动力弹塑性时程分析 小震计算结果显示，模型A结构-4层扭转位移比、抗剪承载力比均不满足规范规则性要求，可 判别为结构扭转刚度突变及抗剪薄弱位置.
而仅从小震计算结果显示，模型A、模型B在-4层的结
1、2层 剪墙受 剪破坏 -3层剪墙 受压破坏 （a）剪力墙受压损伤 （b）剪力墙受剪损伤 图4大震动力弹塑性时程分析结构损伤情况 动力弹塑性分析结果显示，模型A在1.75倍大震作用下，首先于结构-3层剪力墙出现压碎损 伤，于结构1、2层出现剪力墙剪切破坏（0.75倍剪切破坏），而小震反应谱分析揭示的薄弱楼层-4 层在1.75倍大震作用下并未出现竖向构件损伤，继续增大地震作用至2倍大震作用后，-4层竖向 构件才出现剪力墙压碎损伤，仍未出现竖向构件剪切破坏.
从罕遇地震分析结果来看，-4层并不是 结构的薄弱环节，结构的受剪薄弱环节位于1、2层.
4扭转位移比计算结果分析及建议 鉴于模型A小震分析结果与罕遇地震动力弹塑性时程分析结果对于结构薄弱部位的判别不一 致，作者对结构小震下扭转效应作了进一步研究，对比了模型A、模型B扭转效应明显的端跨（8-A 轴及8-J轴）在5%偏心力作用下的位移以及层间位移角，见图5.
量大位林热线 星网位林鱼曲线 业大位格 层网位非角 图5端跨位移及层间位移角曲线 同时对比了两个模型在扭转效应影响大的角部竖向构件（取8-7轴交8-J轴与8-1轴交8-J框 柱）的弯矩、剪力、扭矩，如表2.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2角部竖向构件内力对比 模型A 模型B 8-7轴交 弯距（kN*n） 28.3 32.5 8-J轴框柱 剪力（kx) 4.8 3.5 扭距(kN*n) 0. 3 0. 1 8-1轴交 弯距（kN*n） 26. 9 28.8 8-J轴框柱 剪力(kN) 3.6 3.9 扭距(kN*n) 0.3 0. 1 从结构的变形、内力来看，模型A在-4层均未出现较模型B明显不利的情况，分析模型A扭转 位移比明显大于模型B的原因，是因为模型A在-4层由于受到水平嵌固的影响，水平平动位移很小， 而导致在扭转位移绝对值不大的情况下，出现扭转位移比剧增的现象，见图6示意.
iy ug-=0 8=6 6. x （a）模型A （b）模型B 图6扭转位移比计算示意图 图7模型A、B端跨扭转位移图 从图7可以看出，由于受到本层水平嵌固端 表3本项目扭转位移比控制建议值 的约束，模型A的端跨在偏心力下的位移小于模 型B，但由于平均位移明显小于模型A，导致扭转 扭转角正切 最大层间位移角 扭转位移比 位移比反而偏大，而结构实际扭转效应并不大， tan 控制值 反映为模型A端跨构件内力、配筋与模型B差别 1. 25 ×10° 0. 717 × 10* 1.50 不大.
(1/800) （推算值） （规范限值） 鉴于以上分析结果，本文建议可以考虑以结 0.50×10° 0. 323×10 1.60 构扭转角作为扭转效应的辅助判别指标，《高 (1/2000) （推算值，本文 （规范建议值） 层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.4.5 建议控制值） 关于当楼层最大层间位移角小于规范限制的40% 时（1/2000），扭转位移比可放松至1.6的规定， 0. 40 × 10° 0. 323× 10* 1. 88 (1/2500) 推算出此时结构的层水平扭转角 2（ -） 0.33×10° 0. 323×10 2.29 （tanθ= ）：然后以此层水平扭转角为 (1/3000) L 0.28×10° 0. 323 × 10° 2.91 控制值，推算出本项目对应不同的最大层间位移 (1/3500) 角时不同扭转位移比控制建议值，见表3. 0. 25×10° 0. 323× 10 4.00 本项目模型A在-4层的最大层间位移角为 (1/4000) 1/21053，扭转位移比为1.90，对应的扭转角正 切为0.387×10°，参照表2，可见结构扭转效应仍在可接受范围内，其层平面扭转角远小于规范位 移角条件下的层平面扭转角推算值（约为推算值的1/8），不属于结构抗扭刚度突变及薄弱位置，与
5抗剪承载力计算结果分析及建议 本文对于模型A、模型B对应位置的剪力墙的剪力及剪应力水平做了对比（抽取了负四层中部、 端部共11片剪力墙，剪力墙位置如图8示意），具体结果见表4.
89 8 表4剪力墙剪力、剪应力比对比 9) 模型 A (MPa) 模型B（MPa) 剪力境1 0.143 0.354 剪力境2 0.149 0.405 9 剪力墙3 0.093 0.279 剪力墙4 0.124 0.340 剪力境5 0.122 0.395 剪力境6 0.123 0.385 剪力墙7 0.529 1.224 剪力墙8 0.221 剪力境9 0.092 0.212 剪力墙10 0.089 0.157 图8剪力对比剪力墙位置示意图 剪力墙11 0.642 0.829 同时对比两个模型-4层剪力墙与-3层相应位置剪力墙的剪应力之比，见表5.
可见模型A的-4层剪力墙剪应力水平均小于模型B，剪力墙-4层与-3层的剪应力比，也是模型 A小于模型B.实际上模型A由于侧向山体嵌固分担了一部分地震剪力，所以-4层的剪力墙相对于 模型B承载力富余更多，出现模型A的-4层抗剪承载力比变小而被判别为薄弱层的原因，是因为楼 层平面范围的缩进，从而导致-4层抗剪构件总数减少所致.
为合理地找出结构的薄弱环节，借用《建 筑抗震设计规范》第5.5.2条“楼层屈服强度系数”的概念，取楼层抗剪屈服强度系数=层总抗剪承 载力/层总地震剪力，以楼层抗剪屈服强度系数来衡量结构层抗剪能力及储备的变化.
模型A的楼 层抗剪屈服强度系数在不同楼层的数值曲线如图9.
表5剪力墙剪应力比（-4/-3） 模型A 模型B 剪力墙1 0.536 0.719 剪力墙2 0.602 0.750 剪力墙3 0.570 0.731 剪力墙4 0.606 0.640 剪力墙5 985°0 10 剪力墙6 0.619 剪力墙7 6L°0 0.716 剪力墙8 290 0.651 剪力墙9 11 2) 0.615 0.642 剪力境10 0.720 0.623 图9楼层抗剪屈服强度系 剪力境11 095′0 0.729 数曲线 从图9可见，模型A抗剪届服强度系数最小的楼层在第1层，显示出第1层抗剪承载力富余小，
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邵弘、史友涛等-北京大望京村2号地项目618-1楼结构设计.pdf
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 北京大望京村2号地项目618 -1#楼结构设计 邵弘 ，史友涛 ，杜育科，逢金祥，孙福英 （中国建筑科学研究院，中国建筑技术集团有限公司100013） 提要：本文介绍了北京大望京2号地项目618-1#楼220m公寓结构选型、计算分析和构造措施，对比了是否采 用连梁阻尼器的结果，以及这种超高层公寓采用钢筋混凝土结构还是采用组合结构，是否设置加强层等 问题，作了充分的对比，根据底部超高空间探讨了嵌固端合理选择，提出了嵌固端加强措施，对于受拉 墙肢和受拉柱采取相应的补强和构造加强，为这类混凝土结构的超高层公寓提供了可借签的实例.
关键词：嵌固端，连梁阻尼器，受拉构件控制，弹塑性分析 1工程概况 大望京村2号地项目位于北京市朝阳区崔各庄乡大望京地区，项目东北侧为大望京公园，西北至规划 望京新干道，西南至大望京2号路，北至北小河，东至五环路，南至大望京街，是集办公、商业、公寓及 文化娱乐等建筑功能于一体的综合性开发项目.
项目整体以绿色、环保、低碳和亲水为主题，未来将成为 北京践行“人文、科技、绿色”理念的典范，打造成为大望京地区标志性超高层建筑群.
其项目效果如下： 图1项目整体建筑布置图 图2项目效果图 本工程为大望京村2号地项目618-1#楼（昆泰公寓楼），建筑功能为超高层公寓（无裙楼），建筑总高 度226.00m（室外地坪算起），结构总高度213.35m（室外地坪至主要屋面），总建筑面积约106.000m²，地 电梯机房层.
其中，地下B1层高7.6m，B2层高4.0m，B3~B4层高3.8m：地上首层层高6.0m，2F~12F、 14F~26F层高3.7m，28F~39F、41F~50F层高4.0m，51F层高5.5m，52F层高4.3m，53F层高4.2m：13F、 27F及41F为避难层，层高分别为5.2m、5.7m和5.5m：顶部机房层层高4.0m，电梯机房层层高4.5m.
通过充分比较，本工程结构体系采用框架-核心筒结构，选取B1底板为结构嵌固端.
其外围框架柱采 用型钢混凝土组合柱、框架梁采用钢筋混凝土梁，核心筒采用钢筋混凝土剪力墙，楼盖采用现浇钢筋混凝 土楼盖体系.
根据地勘报告建议及周边相关项目经验，本工程采用后压浆钻孔灌注桩筏板基础.
结构标准层平面及剖面如下所示： 作者简介：部（1959-）男，研究员
但是从公寓的使用用途来 讲混凝土结构有无需维护的优势，如采用钢梁压型钢板叠合楼板，可以减轻自重20%左右.
另外钢梁与 型钢混凝土柱的组合将使得柱钢筋布置困难，通过组合结构方案造价与钢筋混凝土结构方案造价的比较， 本工程最终采用了钢筋混凝土结构方案.
采用外框架内置核心筒是超高层建筑常用的结构形式，其主要优点是结构受力明确，核心筒与框架分 工明确，核心筒主要承担地震剪力，作为第二道防线的外框架与核心筒共同承担地震倾覆力.
但是由于剪 力滞后的原因，倾覆力产生的轴向拉压力主要分布在外框架柱的四个角部，所以外框架四个角部的设计尤 为重要.
图5核心筒剪力境布置 图6角部框架柱布置 核心筒剪力墙布置以较小核心筒配置上下边的U形长墙，如图5所示.
在X向墙体长度较短，所以 核心筒内部和U形墙以X向布置为主：在Y向长度较长，布置有三道主要墙体.
墙厚变化及主要构件尺 寸如下表1所示.
为保证外筒墙体拉应力不大于2f，地下室及1层墙厚度达到了1300，这是本工程底部 层高偏大引起的.
为防止层刚度突变过大，本工程未专门设置加强层，但避难层外环梁高度为2000，实际上起到了加强 层的作用，通过楼层位移分析.
可以明显地看到其对位移的约束作用.
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1各层主要构件尺寸表 墙 柱 墙 柱 4253F C40 C40 U形墙体450：简内400/300：筒外：450/450 800x800; D1100 41F，避难层 C50 U形境体450：筒内400/300：简外450/450 800×1000; D1200 28F40F C50 U形境体500：筒内400/300：简外600V450 800×1000: D1200 27F，避难层 C60 09 U形境体500：筒内400/300：简外600V450 1000×1000; D1300 14F~26F C60 U形境体650：筒内400/300：简外750V500 1000×1000; D1300 13F，避难层 C60 C60 U形境体650：筒内400/300：筒外750V500 1000×1100;D1300 2-12F C60 C60 U形境体800：筒内400/300：筒外900/600 1000×1100; D1300 B4-1F C60 C60 U形墙体1000:筒内400/300：简外1300/700 1000×1100;D1300 框架梁C35，避难层及相邻楼层C40：内梁400x600，边梁400x800，板厚110/120，避难层边梁40x2000 3嵌固端选取 由于地下室顶板与四周车库顶板有3m的高差，为保证嵌固层部位楼板的连续性，本结构选取B1层 底板（约地面下-7.7m）作为整体结构的计算嵌固端，并对地下1至地下4层的塔楼2-3跨范围内增设嵌固 端墙体，以提高嵌固端刚度，避免软弱层，如图7、图8所示.
通过调整分析得到结构B2层与首层X、Y 方向的剪切刚度比分别为2.76和2.30，满足规范所规定的2倍要求.
对结构底层构件承载力按±0.000嵌固 与B1底板嵌固分别验算，取二者的内力的包络值进行设计.
B1底板嵌固 红色部分为嵌因境体 图7地下室为嵌固所增加的墙体 图8地下1层底部选为嵌固端 0.150 0.450 对于塔楼与四周3m高差产生的局部错层效 桓宪浆(上) 300早墙体，与在实（下）层中屋 应，为保证水平推力作用在楼板上，而不是作为 3登140150 拉60450 柱间推力，采用在梁柱外侧增设斜墙板的方式转 (2 150) 换水平推力，以保证水平推力在错层上下的楼板 3.150 中传递，如图9所示.
果（下） 2700 图9塔楼与四周顶板错层的斜墙处理 (1700)
阻 图10连梁阻尼器布置平面 图11连梁阻尼器及其立面布置 阻尼器的布置仅在地下四层至地上三十六层的TA-0、TE-0轴连梁上布置剪切型阻尼器： 小震下的刚度为每个阻尼器在小震下的剪切刚度为400000kN/m： 中震下的刚度为每个阻尼器在中震下的剪切刚度在40000kN/m~130000kN/m： T1、T5轴墙肢在恒载0.5活载中震作用工况下的轴力如下图所示，其中正值为拉力，负值为压力（阻 尼比按0.06取值）： 通过中震验算（阻尼器进入弹塑性变形），在设置阻尼器后，小墙肢拉应力改善，但仍不能满足小于 2的要求.
-20691.64 $795.28 -28438.634 4575.06 -2934.444663.24 30195.615535.88 -31083.90 $686.97 -29848.574486.30 -3071.014544.04 31603.925397.09 -347609.01 -33509 888485.80 -34367 090493.43 35320.107482.67 图12设置连梁阻尼器后小墙肢拉力 小墙肢拉应力验算o=N/A>2f从而得到连梁阻尼器配置不足，需要增加阻尼器的布置数量.
在经济 性、可实施性等多方考虑下，本工程未采用连梁阻尼器，而是通过加开剪力墙洞口减少刚度以满足小墙肢 垃应力的要求.
通过提高框架柱刚度、减少墙体刚度（增开洞口），在位移条件下满足拉应力要求.
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 5分析结果 5.1超限判断及性能化目标 本结构钢筋混凝土框架一核心筒结构，总高度约为213.35m（自室外地坪至主要屋面），超过所在8 度区（0.2g）B级高度高层建筑的最大适用高度140米，属于高度超限结构.
表2性能化设计目标 抗震烈度（参考级别） 1=频遇地展（小震） 2=设防地震（中震） 3=罕遇地震（大震） 性能水平定性描述 不损坏 可修复损坏 无倒塌 层间位移角限值 [1/580] [1/100] 压弯 不屈服 允许进入塑性、控制塑性变形 核 底部加强区墙体 拉弯 弹性 允许进入型性、控制塑性变形 受剪 弹性 满足受剪截面控制条件 简 非底部加强区墙体 不屈服 满足受剪截面控制条件 连梁 规范设计要求 允许进入整性 率先进入塑性 压弯 弹性 不屈服 允许进入塑性、控制塑性变形 底部加强区框架柱 拉弯 弹性 允许进入塑性、控制塑性变形 框 架 受剪 弹性 满足受剪截面控制条件 非底部加强区框架柱 不屈服 满足受剪截面控制条件 框架梁 受剪不屈服 允许进入塑性 其 构件 规范设计要求 允许进入整性 允许进入塑性 它 节点 不先于构件破坏 5.2结构超限对策 为了实现设定的抗震性能目标，通过有效分析确保结构性能满足规范要求，在设计中按结构性能要求 包络设计，并采取相应提高结构延性的措施： 核心筒：1）严格控制底部墙肢在多遇地震作用下的轴压比不超过0.5：2）设防地震作用下，控制底 部墙肢的最大净拉应力水平不超过混凝土受拉强度标准值的2倍（26）：对于拉应力大于混凝土受拉强度 标准值（f）的墙肢配置型钢，并考虑由型钢承担全部轴向拉力：3）主要墙体的约束边缘构件配置高度延 伸至墙体轴压比μN=0.25的楼层，适当提高其体积配箍率并满足相应构造要求，其余墙体严格满足规范计 算及构造要求.
外框架：1）严格控制底部框架柱在多遇地震作用下的轴压比不超过0.65：2）外框架部分作为结构抗 震的第二道防线，需满足规范对于框架一核心筒结构中框架部分所承担的最小剪力要求，否则按照底部剪 力的20%和框架承担楼层剪力最大值的1.5倍二者的大值进行放大调整：3）框架柱内型钢一直延伸贯通至 屋顶：4）结构避难层及相邻楼层采取适当加强措施提高其梁高及配筋率.
楼板：适当提高结构首层、嵌固层、避难层及相邻楼层、走道位置等楼板厚度，并加大其配筋率，确 保水平作用能够有效传递.
5.3小震地震作用分析
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邱焕龙、尚春雨等-大连天安金马中心项目超高层结构设计（第一页脚注有01，需去除）.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 201 4年 大连天安金马中心项目超高层 结构设计 邱焕龙 ”，尚春雨，张绍亮 （大连都市发展设计有限公司，大连116011) 提要：以天安金马中心项目为例，从结构体系、前期分析、计算分析、超限专家修改意见四个方面详细介绍了 超高层结构设计的实施过程和设计依据.
本项目为主体44层、高145.9的超高层住宅，结构形式为全落地剪 力墙结构.
以超限情况介绍为出发点，首先对结构体系进行分析，拟定合理的抗震性能设计目标，采用两种计 算软件分别对小震、中震及大震情况下进行了整体计算分析，通过弹塑性时程分析找出薄弱部位，并在施工图 设计时对薄弱部位进行有针对性地加强以达到结构的抗震设防目标.
研究结果表明，对复杂高层的结构设计， 应采用基于性能化的抗震设计方法，进行弹性及弹塑性分析以达到预期的性能目标.
并根据超限审查意见对中 震及大震计算部分进行调整，指导施工图设计.
关键词：超高层建筑，性能目标，抗震计算，弹性时程分析，静力弹塑性时程分析 1天安金马项目介绍及结构体系分析 1.1工程概况 天安金马项目为超高层住宅，地上44层，结构高度为145.9m，顶部另有机房层1层，地下3层，总 建筑面积39010m².
地上1~4层为公建，层高分别为：5.5m（1层，4.8m（2、3、4层：5~44层为住 宅，标准层层高3.15m.
该工程抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度为0.15g，50年重现期基 本风压为0.65kPa，地面粗糙度为B类.
根据地质部门提供的详勘报告，持力层为中风化泥灰岩层 （fa=1200KPa），灰色，风化裂隙较发育，溶洞比较发育，结构面较清晰，岩芯较完整，局部夹薄层页 岩.
岩石坚硬程度为较软岩，岩石完整程度为较完整，揭露厚度：19.9035.20m，层顶埋 深：13.4~31.3m，基础形式按筏板布置.
1.2结构体系 该工程结构形式为全落地剪力墙结构.
平面尺寸为58.40x20.75m，外圈梁高统一为650mm，内部梁高 均在500mm以内，外圈墙厚由下至上为600~300mm，内部墙厚由下至上为300~200mm.
梁板均采用C30混 凝土，剪力墙从下至上采用C50～C35混凝土.
标准层结构布置图、建筑立面效果图及剖面图详见图1至 3.
图1标准层结构布置图 10 作者筒介：邱焕龙（1981-），男，学土，高级工程师，一级注册结构工程师.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2建筑立面效果图 图3建筑剖面图 2结构设计前期分析 2.1超限分析 本工程主屋面高度为145.900m，超过《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）（以下简 称《高规》）中7度区A级高度剪力墙结构的最大适用高度120米，不超过B级高度剪力墙结构的最大适 用高度150米，属于高度超A级高层.
Y向偶然偏心地震作用下扭转位移比为1.19：偏心率最大值：X向为0.013（位于40层，Y向为 0.0614（位于44层）：平面凹进尺寸为相应边长的28.10%：楼板有效宽度和典型宽度之比为50.8%：在 32，40层局部内收，缩进尺寸分别占下层的8.5%和8.6%：本层与上一层的受剪承载力之比最小值为 0.93，位于1层的Y向.
以上均不超过规范限值，属平面规则结构.
本工程4层以下为公建，4层的X，Y向本层侧移刚度与上三层平均侧移刚度80%的比值分别为 1.2706和1.2160.
因此，本工程属竖向规则结构.
2.2性能目标 当建筑结构采用抗震性能化设计时，应根据其抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构类型及不 规则性、建筑使用功能及附属设施功能的要求、投资大小、震后损失及修复难易程度等，对选定的抗震 性能目标提出技术和经济可行性综合分析和论证.
本工程为公建式公寓，抗震性能目标取为C，其中对底 部加强部位的墙肢适当提高性能目标，做到设防烈度下墙肢的抗剪承载力满足中震弹性的要求.
采用基于性能的抗震设计方法，根据工程结构各部位的重要程度，抗震设计的结构构件预期目标详 见表1.
表1抗震性能目标 地震水准 多遇地震（小震） 设防烈度（中震） 罕遇地震（大震） 性能水准 1 3 4 层间位移角限值 1/1000 1/120 年向 底部加强部位的墙股及柱 弹性 抗剪弹性 允许部分构件进入届服 树 偏拉、偏压不屈服 阶段，墙肢满足受剪截 其余部位的墙肢 弹性 不屈服 面控制条件0.15fabwhg
表2本工程采用的地震参数 设防水准 特征周期 最大地震 加速度时程 T/s 影响系数 最大值/（cm/s²） 多遇地藏 0.34 10 56 设防烈度地震 0.35 0.34 162 罕遇地震 0.40 0.72 296 2.4舒适度计算 根据《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ99一98）要求，取10年一遇风压，阻尼比0.02，计算 结构顶点最大加速度值，顺风向顶点最大加速度a=vuμoA/ma：横风向顶点最大加速度a=b √BL（T），其中b=2.05×10（0nmT/√BL产².
计算X向顺风向顶点最大加速度为29m/s， 横风向顶点最大加速度73mm/s，计算Y向顺风向顶点最大加速度58mm/s，横风向顶点最大加速度 73mm/s.
根据《高规）：住宅、公寓顶点风振加速度限值a.为150m/s，可见均满足要求.
3结构设计计算分析 3.1小震及风荷载计算分析 采用SATWE和ETABS两种软件进行结构整体分析，结构阻尼比取0.05，风荷载计算采用50年基 本风压，承载力设计时按基本风压1.1倍采用，小震计算最不利方向位移角为1/1024，最不利位移为 112.5mm，风荷载计算最不利方向位移角为1/1236，最不利位移为99.75mm，主要计算结果详见表3.从 计算结果可以看出，两个软件的计算结果比较接近.
表3主要计算结果 计算软件 SATWE ETABS 楼层自由度 刚性楼盖 刚性棱盖 周期折减 0.90 0.90 计算振型数 27 27 结构总质量A 72025.469 71080 有效质量系数 X向 93.09% 98% Y向 95.510% 99% 结构自报周期/s T=3.05 T=2.57 T=2.22 T=3.09 T;=2.63 T;=2.17 扭转周期T/平动周期T 0.73 0.71 X向地震 16090.3 16110 基底剪力kN Y向地震 16468.5 15960 X向风荷载 7985.1 6419 Y向风荷载 16794.7 13960 x向地震 1324942 1197000 顿覆弯距 /(kNm) Y向地震 1287148 1225000 X向风荷载 782579 647400
弹性时程分析时主分量峰值加速度取56cm/s²，结构阻尼比为0.05.
所选3 条地震反应谱平均值在前3个周期处与设计谱对比结果如表4所示.
表43条地震反应谱平均值与设计谱对比结果 影响系数a 振型 周期/s 设计谱 设计语20% 设计谱 -20% 3条波平均值 第1阶 3.052 0.02785 0.03342 0.02228 0.02485 第2阶 2.572 0.03498 0.02332 0.0274 第3阶 2.220 1000 0.03612 0.02408 0.02408 0.16 竞计20% 0.12] 人工，只者波平为能 0.08 ，交计建 0.04 设计值-20 0.0 1.0 2.0 3.0 4. 0 5.0 6.0 TIS 图4弹性时程分析地震影响系数曲线对比 由表4和图4可以看出，多遇地震弹性时程分析采用的3组波的平均地震影响系数曲线与振型分解 反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符，在主要周期点上也基本满足在统计意义上相符 的要求.
振型分解反应谱法的计算结果在30层以上小于弹性时程分析法计算的平均结果，考虑到超限结构的 安全性，多遇地震弹性设计时将采用时程分析结果的包络值.
3.3中震计算分析 为保证底部加强部位的墙肢在中震作用下剪力墙受剪承载力保持弹性，采用SATWE程序进行中震弹 性验算.
计算结果表明底部加强部位的墙肢均满足中震抗剪弹性的要求.
墙肢水平分布筋均不超筋，计 算的墙肢水平分布筋配筋率全部在一级剪力墙所要求的最小分布筋配筋率0.25%以内.
由于纵向短肢墙较 多，纵向计算时另采用框剪模型进行对比分析，以确定长墙所承担剪力和倾覆力矩.
将截面高度不 大于截面厚度8倍的墙肢按框架柱输入，按中震弹性进行计算，框架柱占总地震剪力百分比，底层X向为 1.23%，Y向为1.09%.
框架柱占总地震倾覆力矩百分比，底层X向为2.64%，Y向为0.53%.
此模型计算 的结构主要整体参数（周期、位移等）与按墙肢输入模型基本相同.
按框剪模型计算的底层地震剪力的0.2倍（0.2Q0）:X向为8139.95KN Y向为8516.79KN.
1.5Vfmax:X向为2707.16KN Y向为2541.34KN.
设计将框架柱剪力按0.2Qo及1.5Vmx的较小值进行调 整.
另外为保证该方向普通长墙的抗剪能力，将X向总地震剪力全部由该方向普通长墙承担进行复核，墙 间剪力近似按剪切刚度分配，不考虑短肢墙的抗剪能力.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 采用SATWE程序进行中震不屈服验算为保证底部加强部位以外的墙肢在中震作用下偏压、偏拉承载 力不屈服，采用SATWE程序进行中震不屈服验算.
计算结果表明墙肢在地震作用下个别墙肢出现整体受 拉状态，墙肢拉应力为1.57N/mm2.
但墙肢的边缘构件拉应力较大，墙肢的最大拉应力为4.91N/mm2， 生的拉力全部由型钢承担，型钢沿建筑物高度延伸至中震不屈服工况下截面拉应力不大于混凝土抗拉强 度标准值且不少于底部加强区高度的楼层，受拉墙肢端部按约束边缘构件设计.
3.4大震计算分析 为保证底部加强部位的墙肢在大震不屈服作用下满足截面剪应力控制要求，采用SATWE程序进行大 震验算.
计算方法同中震不屈服验算，地震影响系数最大值amx按大震取值（a=0.72）场地特征周期 取0.45s，结构阻尼比取0.07，连梁刚度折减系数取0.3.
计算出的底部剪力：X向为81426.2kN，Y向为 83220.4kN.
表5以1层为例，给出部分墙肢的大震受剪截面控制条件验算结果（其余墙肢及其余各层 略）.
根据《高规》中公式（3.11.3-4），大震下核心筒剪力墙受剪力应满足V≤0.15fbha.
计算结果表 明：底部加强部位的主要墙肢在大震作用下满足截面剪应力控制要求.
表51层剪力墙大震受剪截面控制条件验算 墙 墙厚h/mm 墙长 h/m SATWE计算剪力/kN 抗剪承载力/kN 0.15fgbho Q1 500 4.450 4024 11564.44 2 500 3.500 3041 9095.625 Q3 400 2.950 1167 6133.05 Q4 400 3.750 1570 7796.25 Q5 400 3.450 1232 7172.55 Q6 500 5.050 5069 13123.69 Q7 500 5.050 4709 13123.69 Q8 300 3.550 1298 5535.338 60 300 2.675 2053 4170.994 Q10 300 2.675 1848 4170.994 Q11 300 1.750 319 2728.688 Q12 400 2.975 1121 6185.025 Q13 400 3.650 1817 7588.35 Q14 400 3.450 1226 7172.55 Q15 500 1.500 158 3898.125 Q16 300 3.200 1108 4989.6 Q17 300 3.200 1160 4989.6 Q18 300 4.000 1094 6237 Q19 300 7.450 4558 11616.41 Q20 600 1.650 318 5145.525 10 600 1.400 188 4365.9 22 600 1.400 181 4365.9 3.5静力弹塑性分析 本工程采用PUSH&EPDA对主体结构进行X向和Y向推覆计算，模型采用中震不屈服下的计算结果， 同时根据核心筒的实际配筋并计入核心筒内型钢，将实际配筋结果输入模型，取弹性CQC地震力分布侧
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