第二十三届全国高层建筑结构会议论文集 2014年 一些超高摩天大楼的结构 赵西安 （中国建筑科学研究院北京 100013 提要中国已经是已建和在建500m以上超高摩天大楼最多的国家.

500m以上的超高摩天大楼统常采 用混凝土结构或混凝土一钢材混合结构.

混凝土的强度等级一般在C70以上，最高的已用C100.

钢管混凝土、 型钢混凝土和钢板剪力墙等组合构件大量运用.

混凝土结构多采用核心筒加剪力墙的体系：面混合结构则采用核 心简加外围大截面柱、巨柱再加伸臂析架加强层的结构体系，必要时还加上周边钢支撑.

美键词超高摩天大楼高强混凝土混凝土一钢混合结构 1.中国是超高层建筑最多的国家 近二十年来，随着中国经济实力的高速增长，城市化进程加快，基建投资也急剧增多，超大规模、超 高度的建筑如南后春笋在各城市拔地而起.

中国迅速超过美国，成为世界上超高层建筑最多的国家.

笔者根据手头资料的不完全统计，截至2014年8月，包括已经立项、设计中、施工中和已经建成的 超高层建筑，数量分布见表1.

其中，至少进行基础底板施工和已经建成的超高层建筑，数量分布见表2.

表1 立项、设计、施工中和建成的超高层建筑的分布（至2014年8月） 高度（m） 全世界 中国大陆 港台 700m以上 8 2 0 600m以上 27 13 0 500m以上 52 34 1 表2 在建和建成的超高层建筑的分布（至2014年8月） 高度（m） 全世界 中国大陆 港台 700m 以上 4 1 0 600m以上 10 6 0 500m以上 24 15 1 2.吉达沙特王国塔 2.1工程概况 沙特阿拉伯王国吉达正在施工一座高度1007m、208层的王国塔（图1）.

建筑平面为三叉形，立面 为针形，630m高度上有一个700m的室外观光平台.

由卫星照片可以看出基础底板施工完成，并可估计平面最小宽度为96m，H/B约为10.4.

赵西安，男，1940.7出生，研究员
第二十三届全国高层建筑结构会议论文集 2014年 80 图1王国塔立面为针形，630m高度上有室外观览平台 图22014年7月施工工地卫星照片 2.2 结构体系 本工程采用灌注桩基础.270根钻孔灌注桩，其中72根长度110m，直径1.5m：154根长度50m~88m， 直径1.5m：44根方桩，长度50m，长边1.8m（图3）.

布桩平面 灌注桩立面 桩头和钢筋 图3 王国塔的桩基础 王国塔考虑抗震抗风设计，但是不设地下室，基础底板厚度5.0m，底板顶部标高与地面齐平（图4）.

图 4 桩群和基础底板，没有地下室
第二十三届全国高层建筑结构会议论文集 2014年 图55m厚的底板就在地面标高上 图 6 王国塔的结构体系 图7核心简和周边剪力墙 王国塔965m以下的主体结构采用钢筋混凝土结构，中央部分布置三角形核心筒，向三个翼尖各伸 出两道纵向剪力墙，构成抗侧力结构的主体，同时用横向剪力墙予以加强（图6）.

双核心墙和双纵墙共同 工作，大大提高了结构体系在各个方向的抗震和抗风能力（图7）.

迪拜哈利法塔 3.1工程概况 迪拜哈利法塔是目前世界上已建成的最高建筑，其高度为828m，其中混凝土结构高度为601m.

基础底面埋深-30m，尖深度达70m.全部混凝土用量330000m3：总用钢量104000t（高强钢筋65000t； 型钢39000t）.

6.0m厚的基础底板坐落在桩顶上，三层底部楼层一侧有土埋下，另一侧作为入口没有埋深，实际 上没有作为基础埋深主要部分的地下室深度（图2）.

本工程的风力很大，又按照相当于8度进行抗震设 计，这种构造与我们国内设计思想很不相同.

沙特王国塔也是采用类似的设计方法.

世界第一和第二高建 筑均不设地下室的做法值得我们考虑.

第二十三届全国高层建筑结构会议论文集 2014年 图8哈利法塔一世界最高建筑 图9哈利法塔平面 图10 基础底板上直接连接上部楼层，最下部三层高15m，只在右侧有局部填土 2.2结构体系和结构布置 哈利法塔作了前所未有重大突破，采用了下部混凝土结构、上部钢结构的全新结构体系.

601m以下 为钢筋混凝土剪力墙体系：601m~828m为钢结构，其中601m~760m采用带斜撑的钢框架.

采用三叉形平面可以取得较大的侧向刚度，降低风荷载，有利于超高层建筑抗风设计.

同时对称的平 面可以保持平面形状简单，施工方便.

头铺(1300) 走药力晴：00 平板边康 周造柱00mm） 核心c0m 酒店标准层平新图 业备层标准层平面图 图11 结构的平面布置
第二十三届全国高层建筑结构会议论文集 2014年 整个抗侧力体系是一个竖向带扶壁的核心筒.

六边形的核心筒居中：每一翼的纵向走廊墙形成核心 筒的扶壁，共六道：横向分户墙作为纵墙的加劲肋：此外，每翼的端部还有四根独立的端柱.

这样一来， 抗侧力结构形成空间整体受力，具有良好的侧向刚度和抗扭刚度（图11~图13）.

Concrete perimeter columns lin Two-way Concrete or flat slab core walls Concrete columns nose PLAN Scale: 1:100 图12抗侧力结构布置 图13整座建筑如同一根竖向梁 中心筒的抗扭作用可以模拟为一个封闭的空心轴.

这个轴由三个翼上的6道纵墙扶壁而大大加强：而 走廊纵墙又被分户横墙加强.

整个建筑就像一根刚度极大的竖向梁，抵抗风和地震产生的剪力和弯矩（图 13）.

由于加强层的协调，端部柱子也参加抗侧力工作.

竖向形状按建筑设计逐步退台，剪力墙在退台楼层处切断，端部柱向内移.

分段步步切断可以使墙、 柱的荷载平顺逐渐变化，同时也避免了墙、柱截面突然变化给施工带来的困难.

退台要形成优美的塔身宽 度变化曲线，而且要与风力的变化相适应（图14、图15）.

图14全高有21个退台 图 15 核心简-剪力墙结构体系 建筑设计在竖向布置了七个设备层兼避难层，每个设备层占2~3个标准层.

利用其中的五个设备层做 成结构加强层（图16）.

加强层设置全高的外伸剪力墙作为刚性大梁，使得周端部柱的轴力形成大力矩 抵抗侧向力的倾覆力矩.

而且刚性大梁调整了各墙、柱的竖向变形，使得它们的轴向应力更均匀，降低了 各构件徐变变形差.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 用剪力释放方法解决连梁超限 赵毅强陈宇 （北京市建筑设计研究院有限公司.

北京1000-45) 提要：本文采用剪力释放的方法解决钢筋混凝土剪力墙结构的连梁超限问题，不受连梁截面宽度和高度的影响，可以毫无 困难的进行动力分析，结果符合预期，提出了相应的设计对策，具有很强的操作性，是较为通用的解决方案.

还对 现有的连梁超限技术措施进行了汇总，并研究了各种因素对连梁的影响.

关键词：钢筋混凝土，剪力境，高层结构，剪力释放，连梁 1前言 所谓钢筋混凝土剪力墙连梁超限主要表现为其受剪截面超限.

至今为止，我国解决钢筋混凝土剪力墙 连梁的技术措施大致如表1所示 表1当前钢筋混凝土剪力墙连梁超限技术措施汇总 项次 类别 跨高比L/h 墙厚b 受剪截面 文献索引 1 钢筋混凝土普通 ≥2.5 <5 Vo≤ (0.20βfbh) YRE [1]11.7.9 连梁 2 钢筋混凝土普通 <2.5 V≤ 1 (0.15βfbha) [1]11.7.9 连梁 Yee 3 钢筋混凝土斜向 <2.5 ≥250mm V≤ (0.25βfbha) [1]11. 7. 10. 1 交叉配筋连梁 <400mm 4 钢筋混凝土集中 <2.5 ≥400mm Vo≤ 1 (0.25βfbho) [1]11. 7. 10. 2 对角斜筋连梁 YRE 5 钢筋混凝土对角 <2.5 ≥400mm V≤ (0.25βfbh) YRE [1]11. 7. 10. 2 暗撑连梁 6 型钢混凝土连梁 ≥300mm Vs ≤ (0.36fbh. ) [4]5. 1. 4 se [3]11. 4. 18. 3 钢板混凝土连梁 跨高比较小 v≤ YRE (0.20βfbh) [8]6. 5. 5 (<2. 5) 8 钢筋混凝土双连 每个连梁均同（1）或（2） [2]6. 4. 7 梁、 钢筋混凝土多连 梁 9 钢筋混凝土连梁 同（1）或（2） [5] 概念设计 由上表可以看出，项次3，4 5.6.7的技术措施可提高连梁截面的抗剪能力，但要求截面厚度较大，否则难 以施工. 施工经验显示，项次8的技术措施不仅要求连梁截面高度较大（一般至少大于700mm，否则开缝 作者简介：赵教强（1955-），男，硕土，教授级高级工程师：陈字（1984-），男，士，工程师 1 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 后的连梁截面偏小），面且由于需要两次或多次施工，双（多）连梁的浇捣质量不易保证. 电算模拟表明， 项次9定性上有一定道理，但定量计算达不到预期结果. 住宅建筑大都采用钢筋混凝土剪力墙结构，根据结构设计经验，正常布置下标准层混凝土墙体厚度一 般在200mm左右，由于层高在2.72.9米之间，内墙连梁也不太高，对于地震烈度较高地区连梁超限问题 经常出现. 由表1可见，项次38对此仍然无能为力. 其他钢筋混凝土结构体系，在连梁截面有一定限制 时，连梁超限问题也不易得到圆满解决. 因此，建造在较高烈度地区、量大面广、截面厚度较薄的钢筋混 凝土剪力墙住宅结构以及受到限制条件的其他钢筋混凝土结构体系的连梁超限问题实际上并没有得到彻 底解决. 本文提出一种设计方法，采用剪力释放对连梁截面剪力进行调整. 笔者认为，这个解决方案可适应于 任何截面的连梁，且具有较强的操作性. 综合本文方法及以上各种技术措施，相信可以全面彻底解决连梁 超限问题. 2与连梁相关的各因素分析 为叙述方便计，本文采用如下典型住宅工程对与连梁相关的各因素进行分析. 有关参数为：墙、梁、 板混凝土等级均为C30，墙厚均为200mm. 梁、板截面如图所示.楼板面层恒载为1.6kN/m2，活载为2kN/m2， 楼面梁上线恒载为5kN/m，洞口连梁上线恒载为2.5kN/m-层高2.9m-分别按6度（0.05g），7度（0.10g）.7 度（0.15g），8度（0.20g）：地上15层（43.5m），25层（72.5m），34层（98.6m）等进行计算. ③③6 3560 900 600 2.0015001900 3650 0610 U 1500 M1 0 K =12c (C) =150 3800 4000 3800 () ③ 30 注：本注明连梁和楼面梁截面均为200x400，未注明板厚均为100mm 图1典型工程结构平面 2.1连梁输入方式 《高层建筑混凝土结构设计规程JGJ3-2010》条文说明7.1.1将剪力墙结构定义为：以剪力墙及因剪 力墙开润形成的连梁组成的结构. 条文说明7.1.3指出：两端与剪力墙在平面内相连的梁为连梁，且跨高 比小于5的连梁按本章的有关规定设计，跨高比不小于5的连梁宜按框架梁设计. 条文说明7.1.6还指出， 2 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 当梁与墙在同一平面时，多数为刚接. 因此实用中，可将因剪力墙开洞形成的且两端与剪力墙在平面内刚 性连接的梁称为连梁，其跨高比不小于5时，可视为框架梁. 以上定义表达了两种并行的看法：其一认为连梁是墙体的一部分，可用壳单元模拟：其二则将连梁视 为梁，采用一维杆单元模拟. 不论采用何方式，连梁混凝土等级、抗震等级均与墙体相同. 一般电算程序 都包含上述两种单元，设计人员可以随意采用两种连梁输入方式：在墙上开洞或在墙洞间直接布置梁. 目 前，比较共识的输入做法是：连梁跨高比不小于5时按梁输入，连梁跨高比小于5时按墙上开洞布置. 对于按梁输入方式，设计人员应强制其具有连梁属性. 应当指出，连梁按梁还是按壳体输入，力学分析上差别较大. 按梁输入可以利用设计人员熟悉的很多 杆系力学概念（如转角位移关系，弯矩剪力关系等），连梁刚度折减指的是对梁的弯曲刚度（绕3-3轴）进 行折减：按壳体输入相当于按有限元集成，杆系力学概念不太适用，连梁刚度折减指的是对截面（F22）的 折减. 连梁按梁输入的结构基底剪力要比按墙上开洞输入时小一些. 2.2地震设防烈度 同样布置及高度的剪力墙结构，地震设防烈度越高，连梁越容易超限且数量增多. 2.3建筑物高度 同样布置同样地震设防烈度的剪力墙结构，高度越高，连梁越容易超限且数量增多. 2.4连梁混凝土等级 提高混凝土等级，可以较大幅度提高连梁自身的剪压比，由于墙肢截面一般不需要使用较高等级混凝 土，仅仅为了避免连梁超限提高混凝土等级不太合理. 2.5连梁配筋方式、钢板和型钢连梁 改变连梁配筋方式可以提高连梁的延性，使连梁发生剪切破坏时，其延性能力能够达到地震作用时剪 力墙对连梁的延性需求. 延性配筋方式有：交叉斜筋，集中对角斜筋，对角暗撑等，如表1项次35所示. 钢板混凝土连梁和型钢混凝土连梁则是利用钢板或型钢良好的承载能力和塑性变形能力，既提高连梁的抗 剪能力，又可以防止连梁发生脆性破坏，从而提高连梁的延性耗能能力. 但是，延性配筋方式以及在连梁 中设置钢板或型钢，都会增加施工工艺的复杂性. 顺便指出，型钢（钢骨）混凝土连梁的设计实际上在《型钢混凝土组合结构技术规程JGJ128-2001》 和《钢骨混凝土结构技术规程YB9082-2006》中均未明确提及. 实用中大都是按相应的型钢（钢骨）混凝 土框架梁的设计规定执行. 文献[3]和[8]引用这两本规程作为设计依据似不太妥当，建议以后补充型钢（钢 骨）混凝土连梁的设计规定，另外，文献[8]中的钢板混凝土连梁的剪压比在有地震作用时与表1项次1相 同，与跨高比无关，似乎不太：当跨高比不小于2.5时，既然连梁配置钢板与不配置钢板的剪压比限值相 同，配置钢板还有什么意义呢？ 2.6连梁刚度折减系数 《高层建筑混凝土结构设计规程JGJ3-2010》5.2.1，《建筑结构抗震设计规范GB50011-2010》 6.2.13.2均规定：高层建筑结构地震作用效应计算时，可对剪力增连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于 0.5.对此，相应条文说明指出，如果跨高比较大（比如大于5），重力作用效应比水平风或水平地震作用 效应更为明显，此时应慎重考虑（连）梁刚度的折减问题，必要时可不进行（连）梁刚度折减，以控制正 常使用阶段梁裂缝的发生和发展. 实用中，跨高比大于等于5的连梁按梁输入并定义为普通梁时，SATWE自动赋予它中梁刚度放大系数. 当跨高比小于5的连梁按梁输入时，应当将它定义为连梁，此时程序自动赋予其连梁刚度折减系数：ETABS 则需在截面属性中进行刚度修改. 现在SATVE，ETABS等程序均可对各个连梁的刚度折减系数在0~1.0间选 取. 2.7连梁刚度折减系数对结构层间位移和基底地震剪力的影响 《建筑结构抗震设计规范GB50011-2010》6.2.13的条文说明指出：计算地震内力时，抗震墙连梁刚度 3 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 可折减，计算位移时，连梁刚度可不折减. 但是，SATWE和ETABS的位移计算结果显然与连梁刚度折减系数相关：连梁折减系数越小，位移结果 越大. 一般地，按连梁刚度折减计算的基底地震剪力要比不对连梁刚度折减时小，连梁的设计地震内力也小 一些，所以结构安全度可能低一些，文献[6]建议：更好的做法是按连梁刚度不折减进行弹性计算，设计时 再对地震内力进行调整. 以上连梁相关参数的分析表明：连梁输入方式和连梁刚度折减系数对连梁的地震内力影响较大. 解决连梁超限问题，计算上除了采取连梁刚度折减方式外，也可采取连梁墙肢内力调整方式. 3连梁墙肢的内力调整 《建筑结构抗震设计规范GB50011-2010》6.2.13的条文说明指出：“抗震墙的连梁刚度折减后，如部 分连梁尚不能满足剪压比限值，.，还可按剪压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的 墙肢内力.” （剪压比限值）的要求时，可采取下列措施：. ，内力计算时已经按本规程5.2.1条的规定降低了刚度的 连梁，其弯矩不宜再调幅，或限制再调幅范围. 此时，应取弯矩调幅后相应的剪力设计值校核其是否满足 本规程第7.2.22条的规定：剪力增中其他连梁和墙肢的弯矩设计值宜视调幅连梁数量的多少面相应适当 增大” 所谓“按剪压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的墙肢内力”，用俗话说，就是 “连梁不足墙来补”：而“剪力墙中其他连梁和墙肢的弯矩设计值宜视调幅连梁数量的多少面相应适当增 大”，则意味着除了“连梁不足墙来补”，还可能需要“本梁不足它梁补”，总而言之，上述规定都指示可以 对连梁和墙肢进行内力调整. 如何进行连梁墙肢的内力调整，规范并未明确提供. 连梁内力调整主要对地震内力面言. 地震内力属 于动力，与静力有很大区别. 实际上，连梁地震弯矩、剪力采用CQC或SRSS组合后已不存在静力平衡，同 时剪力与弯矩之间的微分关系也不存在. 连梁墙肢内力调整首先应能够采用动力分析方法. 另一方面，连梁地震剪力满足剪压比要求相当于限制连梁的地震剪力不能超过相应于其剪压比的剪力 值. 换言之，连梁最大只能承受相应于其剪压比的地震剪力值，设考虑水平地震作用组合的连梁计算剪力 设计值为V，相应于其剪压比的剪力设计值为V Ve ≤Veo (1) (2) V=17b (3) 式中，k与连梁跨高比有关，当跨高比大于2.5时，k=0.2，当跨高比不大于2.5时，k=0.15. YRg为构件 承载力抗震调整系数，对于受弯状态为0.75，受剪状态为0.85. β为混凝土强度影响系数. f为连梁混凝 土轴心抗压强度设计值.b，hg分别为连梁宽度和截面有效高度. nvp为连梁剪力增大系数，一级可取1.3， 二级可取1.2，三级可取1.1.M，M分别为连梁左右端截面顺时针或递时针方向的弯矩设计值. L为连 梁净跨长度. VG为在重力荷载代表值作用下按简支梁计算的梁端截面剪力设计值. 因此，连梁内力调整可视为采用动力分析方法并满足式（1）. 为达此目的，可以采用ETABS的内力释 放（松弛）功能 4关于连梁地震剪力释放 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 梁的剪力释放实际上是杆件内力释放的一部分. 它指对梁的剪力进行部分或全部释放，并通过框架部 分固定弹簧刚度加以实现. 框架部分固定弹簧刚度是对应于剪力的点弹簧刚度，单位为kN/m. 本质上连梁 剪力释放相当于控制杆件端部沿剪力方向自由度的释放. 这个功能仅能用于杆件单元，不能用于壳单元. 剪力释放应在梁的端部进行. 由于梁的两端若同时进行剪力释放将会造成不稳定情形（不能正确地将 作用在该杆件上的荷载传递到结构的其余部分），再考虑到地震剪力全跨一样，所以实用中可在连梁中部 增设一节点形成两根梁，再将这两根梁在增设节点处进行同样的剪力释放，即，一个在梁的起端剪力释放， 一个在梁的终端剪力释放，两者的框架部分固定弹簧刚度值相同. 注意，这里的剪力释放与连梁刚度折减 完全是两回事. 剪力释放是对截面2轴设定有限的部分固定弹簧剪切刚度，连梁刚度折减是对截面33轴 设定有限的部分固定弹簧弯曲刚度. 如图2所示. 定-释效/留分属定 0 GA 开始 开始 口口 TR 3/ 力（轴) 2000 男力3（主钟) /s 36 口 3s/rat 2次物 -s/rst 晚6 35(注物) a-s/rst 定关应用 图2ETABS内力释放界面 对于连梁地震剪力释放究竞应该设置多大的部分固定弹簧刚度，事先并不知道. 一般的做法是由组合 内力试算确定. 实际上，部分固定弹簧刚度介于完全固定弹簧刚度与0之间. 完全固定弹簧刚度可看做无 穷大. 随着超限连梁剪力V的释放越来越接近Veo，部分固定弹簧刚度越来越小. 注意，同一截面连梁，剪 近相应于剪压比的剪力设计值. 连梁地震剪力释放就是将连梁的剪力2采用部分固定弹簧刚度进行释放，直接进行一般的动力分析 （振型分解法）求得各构件的地震内力. 计算表明，采用剪力释放功能后： 1.可以毫无困难的进行动力分析. 2.得到的连梁地震内力数值减小，与没有采用连梁剪力释放功能时图形形状相同，超限连梁可以转变为 满足剪压比要求. 3.其他某些原来不超限的连梁也可能需要进行剪力释放. 4.剪力释放后的连梁计算箍筋和计算纵筋有所减少，但由于需满足构造要求，实配箍筋一般相差不大：墙 肢计算配筋（主要是暗柱主筋）有的加大，有的减少. 5.考虑连梁剪力释放后，结构的基底剪力有所减少，周期有所增大，层间位移角有所增大. 考虑连梁剪力释放后的实用设计对策为： 1.将连梁按梁输入，并在其中点增设一节点，将原来的一根连梁分成两根. 将连梁绕局部坐标系33轴的 惯性矩指定修正系数（刚度折减系数）为0.8~0.9. 对剪力2设定部分固定弹簧刚度，不断试算至连梁 最大组合内力略小于相应于剪压比的剪力设计值. 2.进行剪力释放后并满足剪压比要求的连梁箍筋不应小于按剪压比剪力V计算的箍筋数量：上下纵筋不 应小于按连梁全跨均为剪压比剪力时梁端的弯矩设计值（下式近似按连梁跨中弯矩为零，且梁上无外 荷载导出） 5

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 苏州丰隆城市中心T3塔楼超限高层结构设计 赵宏康，戴雅萍，张杜，李昌平，倪秋斌，唐胜平 （苏州设计研究院股份有限公司，苏州215021） 提要：苏州丰隆城市中心T3塔楼是主体结构每层开有大羽口的B级高度体型特别不规则超限高层，本文对其结构设计 作了介绍.

该塔楼采用剪力墙结构，剪力墙尽量均匀布置，在楼面开洞连接薄弱部位采取了加大楼板厚度、加大楼板配筋以 及分拆单体包络设计等措施，并进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析.

分析结果表明，结构整体及各构件的抗震性 能均满足设计要求，连接薄弱部位的楼板能够有效参与结构整体工作，结构整体安全，满足规范要求的“大震不倒”抗震设 防目标.

关键词：大开洞，剪力墙，地震反应，楼板应力，动力弹塑性时程分析，超限 1.工程概况 苏州丰隆城市中心位于苏州工业园区金鸡湖畔，总建筑面积为411.638m²，由28-41层共4幢塔楼、 2-6层裙房及2-3层地下室组成.

工程分两期建设，本文介绍的T3塔楼属于一期，位于整个场地的东北 角.

建筑总图和效果图见图1和图2.

T3 T3 图1总图 图2建筑效果图 T3塔楼为41层，典型层高4.5m、3.5m，主体结构高度为147.9m，房屋最大高度为159.7m.

该塔楼 设二层地下室、不设裙楼.

塔楼功能为SOHO，地下室功能为停车库和设备用房，不含人防工程.

从图3所示标准层建筑平面可见，开发商和建筑师为了获得更大的 面宽、更高的得房率，标准层建筑平面确定为48.5m×48.5m方形，楼电 L 梯间形成的竖向交通盒位于建筑平面的正中，而将围着交通盒四周的部 分楼板都开有大洞口.

苏州市的基本风压为0.45kN/m²（50年一遇），本工程临近金鸡湖， 所在场地地面粗糙度类别为A类，风载体型系数取为1.40.

基本雪压为 0.40 kN/m².

建筑结构安全等级为二级，设计使用年限为50年.

建筑抗震设防类 别为标准设防类（建筑专业核算人数在2500人以内）.

苏州市抗震设防 图3标准层建筑平面 烈度为六度，设计基本地震加速度值0.05g，设计地震分组为第一组，按
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 地安评报告，水平地震影响系数最大值为0.077.按地勘报告，建筑场地类别为Ⅲ类，地面下20m内土层 等效剪切波速165~161m/s，特征周期值为0.51秒（插值确定）.

2.结构设计及分析 2.1基础设计 从勘探揭露的土层可知，本场地自然地面以下130米以内的土层为第四系早更新世Q1及其后期的沉 积地层，属第四纪湖沼相、河口～滨海相沉积物，主要由表层填土、下伏粘性土、粉土和砂土等组成.

本工程塔楼及地下室均采用桩基础.

根据勘察报告，考虑荷载大小、平面分布及地基持力层的分布情 钻孔灌注桩，并采用后注浆工艺以提高单桩承载力，单桩抗压承载力特征值为6700kN：选用（8）号粉土与 粉质粘土互层为地下室桩基础桩端持力层，有效桩长26m，采用中600mm钻孔灌注桩，单桩抗压承载力 特征值为1400kN、单桩抗拔承载力特征值为800kN.

基础埋深为11.75m，采用独立桩承台（纯地下室范围）和桩筏基础（高层下）.

2.2结构体系和结构布置 从建筑平面特点和使用功能出发，T3塔楼采用钢筋混凝土剪力墙结构 （个别剪力墙在二层楼面需要转换，但框支剪力墙的面积小于剪力墙总面 积的10%）.

典型标准层楼面如图4所示.

结合建筑平面布局布置剪力墙， T3塔楼除个别剪力墙转换外，其余剪力墙均从下向上布置保持不变.

剪力 墙墙体厚度由底层的350mm向上渐变为200mm，墙身混凝土强度等级由底 层的C60向上渐变为C30.

按建筑设计，T3塔楼在标准层平面均围绕中央交通盒开有很大的洞口， 同时该区域集中了楼电梯间的开洞，使建筑中间部分较大范围有效楼板宽 图4标准层结构平面 度小于典型宽度的50%，需要验证结构整体性和中央交通盒结构的稳定性.

为获得优良的结构整体抗震性能，首先从设计理念上尽量弱化楼板在各抗侧力构件之间传递水平力的 作用，因此将结构抗侧力构件-剪力墙在平面上尽量均匀分布，沿结构外围围合成封闭环形，使外围结构 能够将大部分水平力传递下去：同时尽量弱化中央交通盒部分的剪力墙，以该部分剪力墙能够保证中央交 的整体性.

剪力墙抗震等级为二级，局 部框支框架抗震等级为一级.

楼盖为现浇钢筋混凝土梁以 及110~150mm厚的现浇混凝土楼 板组成.

因超高层塔楼和地下室连为 一体不能分缝，所以在高层塔楼 与地下室之间设沉降后浇带，待 塔楼封顶、塔楼和地下室各自完 成部分沉降后再浇筑，以释放部 分沉降差.

2.3弹性计算分析 整体计算模型 拆分模型-外圈 拆分模型-核心筒 图5T3塔楼计算模型
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构设计按整体模型和内天井楼板开洞薄弱部位拆分成两个单独结构分别计算，取强度包络设计.

T3 塔楼整体模型及拆分模型如图5所示.

采用YJK和MIDASbuilding进行静力和小震、中震作用下的弹性分析，并互作校核.

T3塔楼整体模型主要指标如表1所示： 表1整体模型计算结果 序 程序 科目 MIDAS building 规范控制值 号 YJK T 3.01(X向平动） 2.90 (X向平动） 周期（S） T 2.90（Y向平动） 2.78 （Y向平动) T 2.01(扭转) 1.97 （扭转） 2 周期比T/T 0.670 0.680 0.85 剪重比（%） X向 1.759 1.75 3 Y向 1.794 1.83 1.8 有效质量 x向 98.28 96.79 4 系数（%） Y向 98.15 ≥90 96.94 刚重比 x向 5.27 5.99 ≥1.4满足整体稳定，≥2.7不 Y向 5.57 6.06 需考虑重力二阶效应 层 地震 X向 1/1599 1/1735 间 作用 Y向 1/1667 1/1860 6 位 X向 1/4158 1/4514 1/1000 移 风荷载 角 Y向 1/4216 1/4469 规定水平力下最大 X向 1.13 1.17 层间位移比 Y向 1.19 1.19 ≤1.4 楼层刚度比最小值 x向 1.00/42 层 1.00/42 层 及所在层数 Y向 ≥1 1.00/42 层 1.00/42 层 楼层抗剪承裁力比 X向 0.97/12层 0.97/7层 宜≥上一层受剪承载力80%， 最小值及所在层数 Y向 0.99/4层 0.98/7层 ≥65% 10 框支柱/墙轴压比最大值 0.58/0.49 0.56/0.49 0.60/0.60 风荷载作用下顺风 X向 向、横风向顶点最 0.035/0.013 0.031/0.013 II 0.15 大加速度 Y向 0.035/0.013 0.031/0.013 12 结构总质量（) 129029.824 131332.360 多遇地震下楼层地震反应力、最大楼层剪力、楼层位移、层间位移角，以及风载下楼层位移、层间位 移角示于图6：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 58下 地震用下 地震作用下 1364 5向最大用力22.1600 8用大力 2.4 地用Y ARS用T RRIRY 23818-2.50 8-3IW 图6主要计算结果 可见，楼层的层间位移角都满足规范限值.

多遇地震下结构的弹性时程分析选用一组二向人工波和二组二向天然波，共三组波取包络设计.

从图 7可见实际和人工加速度时程的平均地震响应系数曲线与 振型分解反应谱法所采用的地震响应系数曲线在统计意义 上相符，在主要周期点上的误差不大于土20%，满足规范 要求.

弹性时程分析的主要计算结果见图8.

从图中弹性时程分析结果可见，每条时程曲线计算所 得的结构底部剪力不小于振型分解反应谱法求得的底部剪 10 力的65%，不大于135%：三条时程曲线计算所得的结构底 部剪力平均值不小于振型分解反应谱法求得的底部剪力的 图7规范谱与地震波谱对比图 80%，不大于120%，满足规范对弹性时程分析的基本要求.

但中部个别楼层振型分解反应谱法不能包络三组地震波计算结果的最大值，设计时应放大相应楼层的地震 力以包络三组波的最大值.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 A 主万向最大楼残力类线 主方舟最大型务力油线 主方向最大楼可能自位 主方内量大楼显电自线 主方向最大银经位系电线 主东向最大楼显位界自线 主方向是大间公彩角自线 主方内是大店间化服准自线 图8弹性时程分析主要计算结果 通过两个不同力学模型的软件对比分析，所得的计算结果基本吻合，周期、位移和内力结果一致，内 力、变形合理，说明计算结果正确可靠，且均满足《建筑抗震设计规范》GB50011-2010和《高层建筑混 凝土结构技术规程》JGJ3-2010的要求.

3.结构超限判别及抗震性能设计 3.1结构超限检查 T3塔楼建筑高宽比为3.02，长宽比为1.0，均不超限.

T3塔楼总高为147.9m.

六度抗震设防时钢筋混凝土剪力墙结构的最大适用高度为A级140m、B级 170m，因此T3塔楼为B级高度高层建筑，高度超限.

从计算结果可见，T3塔楼考虑偶然偏心的规定水平力地震作用下扭转位移比大于1.2，属于扭转不规 则：平面凹凸规则：楼板开洞面积大于30%，楼板不连续.

存在2项不规则，不存在严重不规则.

总体来说，T3塔楼属于特别不规则的B级高度超限高层建筑.

3.2超限审查意见 超限审查专家意见有以下四条： A.塔楼的剪重比应按安评报告调整为1.8%： B.转角窗处适当增加构件：局部转换处构件的抗震措施宜适当提高： C.嵌固端的位置建议下落一层：应根据弹性时程分析的结果采用大值调整楼层剪力： D.应补充大震下弹塑性动力时程分析，提供水平构件的相关结果作为楼层疏散安全的保证.

3.3抗震性能设计及目标 针对本工程的特点和超限情况，本工程总体按性能目标C的要求设计.

结构抗震性能目标要求确定如表2所示：

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 格构式型钢混凝土柱的抗震性能试验研究 赵仕兴‘，王巍’，杨霄，刘俊江！

（1.四川省建筑设计研究院，成都610017） 摘要：通过缩尺比为1/5的5个大跨高比格构式型钢混凝土柱和1个实腹式型钢混凝土柱在水平低周反复荷载作 用下的试验，获得了各试件发生正截面破坏的荷载-位移滞回曲线：分析了各试件的延性、极限位移角及耗能性能.

结果表明，带缓板的强格构式型钢对核心区混凝土有更强的的束作用，试件破坏都表现为型钢屈服、混凝土 压溃，表现出良好的延性.

得出了轴压比、强格构式型钢布置形式对试件抗震性能的影响.

关键词：强格构式型钢混凝土：低周反复荷载：抗震性能：轴压比 1引言 型钢混凝土结构因其具有良好的抗震性能而在抗震性能要求较高的结构中广泛应用.

早期日本的型钢 混凝土结构通常采用配钢率偏低的格构式形式，但随后的震害和试验研究表明，普通格构式型钢混凝土构 件的抗震性能仅与普通混凝土构件的抗震性能相当或略好，因此，日本修改后的规范要求停止使用抗震性 能提高不明显的格构式型钢混凝土构件，并建议使用桁架形式和实腹式的型钢混凝土结构2.

我国在20 年颁布了基于实腹式的型钢混凝土结构设计规程.

在节点设计上，实腹式型钢混凝土柱与钢筋混凝土梁的 钢筋连接通常有三种方法：钢筋绕过型钢、在柱型钢腹板上开孔穿筋以及采用钢筋连接器.

很多情况下， 第一种方法受建筑美观等原因不能实施，后两种方法对施工精度要求较高，特别是梁钢筋较多时，设计施 工都非常困难，很难保证工程质量.

但是采用格构式型钢混凝土柱可以有效地避免以上问题.

四川成都珠江国际城A4栋建筑的大尺寸截面柱（2200mmx1300mm）在设计中即采用了格构式型钢 混凝土柱，为了提高柱子的抗震性能，采用了含钢率较高（一般大于5%）的强格构式型钢混凝土柱.

为确 保该工程的结构安全，弄清楚较高含钢率的强格构式型钢混凝土柱的抗震性能，同时与同等条件下的实腹 式型钢混凝土柱的抗震性能进行对比，决定对本工程采用的强格构式型钢混凝土柱进行试验研究.

鉴于试 验条件所限，采用1/5的缩尺模型，进行低周反复加载试验.

通过6个型钢混凝土柱试件的低周反复加载 试验，对这类强格构式型钢混凝土柱的抗震性能进行了分析研究.

2试验概况 2.1试验设计 试验在重庆大学结构实验室进行，根据实验室所能提供的轴压比条件，按实际柱子尺寸设计了6个1/5 缩尺的试验试件.

试件的截面尺寸为440mmx260mm，采用悬臂柱自由端加载方案.

为研究柱子塑性铰区 的抗震性能，降低剪力的影响，柱子的剪跨比取4.1（柱高为1800mm）.

试件的几何尺寸及截面配筋见图 1和图2，各试件的设计参数及钢材的性能见表1和表2.为了避免试件在被坏前型钢与混凝土接触面发生 明显滑移，在型钢外表面按实际试件的比例焊接了栓钉.

试件KZ-1~KZ-4是在配钢率和配钢形式相同，纵筋率、轴压比和配箍率不同的情况下，考察试件受力 性能的区别而设计：KZ-5为将型钢设置在充分靠近截面边缘的强格构式试件，KZ-6为与KZ-5配钢率相 同的实腹式对比试件.

作者简介：赵仕兴，（1970-），男，工程硕士，教授级高级工程师，一级注册结构工程师，英国注册结构工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 440 500440| 500 [eo| 1440 正文商图 则立衡图 图1试件几何尺寸 BDx440 gx440 440 x440 01X 28 21019 6960 2010 2410 80100 260 260 260 260. (a) KZ-1 KZ-2 (b) KZ-3 KZ-4 (c) KZ-5 (d) KZ-6 图2各试件截面及配筋 为了防止一次性全部浇筑完试件后导致后期发现试件设计间题而无法调整设计参数，本次试验采取 了“制作一个试件试验一个"的方式进行，取得了良好的试验效果.

表1（试件设计参数） 试件编号 KZ-1 KZ-2 KZ-3 KZ-4 KZ-5 KZ-6 混凝土强度fe 35.7 37.0 36.6 35.6 43.6 36.4 试验轴压比 0.316 0.35 0.316 0.35 0.316 0.316 型钢形式 14a槽钢（Q235） 钢板焊（Q345） 型钢配钢率/% 6.47 4.62 4.66 所配纵筋 16210 16至8 1610 纵筋配筋率/% 1.1 0.70 1.1 复合箍 100 6@60 @100 配箍率/% 1.52 1.43 1.52 注：fais是试验当天3个150mmx150mmx150mm立方体试块抗压强度实测值的平均值 表2（试件钢筋及型钢性能） 材料 屈服应变 届服强度 极限强度 弹性模量 类别 x10² /MPa /MPa / (x10′MPa) 中6HPB235 0.13 291.67 455.00 2.34
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 Φ8HPB235 0.16 325.00 631.42 200 Φ8HRB500 0.27 505.00 706.67 1.89 Φ10HPB335 0.18 383.33 525.00 2.11 14a 槽钢 0.14 289.58 433.96 2.11 6mm钢板 (Q345) 0.18 373.21 520.48 2.11 8mm钢板 (Q345) 0.16 341.11 2.10 注：KZ-5是用8m厚的蜗板，KZ-6的腹板和翼缘分别采用6mm和8mm厚的钢板.

直径为8毫米HPB235用于 KZ-1、KZ-2、KZ-5、KZ-6 被筋 直径为 8 毫米 HRB500 用于 KZ-3 和 3Z-4 的纵笛.

2.2加载装置和加载制度 试验加载装置如图3所示.

首先由竖向作动器分三次对柱施加到设定的轴力，再由水平拉压作动器施 加低周反复荷载.

试验初期采用位移控制，进行小循环试加载，检查仪器正常工作情况：然后参照美国 ACIT1.1-1试验加载制度，采用位移控制加载，每一控制位移下循环两次，直至试件失效.

150065r 反力境 图3试验装置示意 3试验结果分析 3.1滞回曲线及破坏形态 试验结束时，试件KZ-2-KZ-6柱下端均发生了正截面弯曲破坏，但试件KZ-1在加载后期由于发生了 平面外倾斜，在水平位移为51.4mm的循环时终止试验，试验结果在达到力峰值前有效，在随后的下降段 误差较大，图4为各试件的破坏形态.

图5为各试件的滞回曲线.

由图5可以看出：柱子开裂前近似处于 弹性状态，滞回曲线近似直线，加卸载几乎为直线：柱子由开裂到屈服阶段，滞回环斜率较小，包围面积 较小，耗能较低：柱纵筋屈服以后，滞回环面积加大，试件耗能增加，尤其在位移延性较大的状态下其滞 回曲线的形状饱满，呈现比较完美的梭形，反映出试件的塑性变形能力均较强，且具有较好的耗能能 力.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (a)试件 KZ-1 (b)试件KZ-2 (c)试件KZ-3 (d)试件KZ-4 (e)试件KZ-5 (f)试件KZ-6 图4试件KZ-1-KZ-6破坏形态 300 P (IX) 300 7 () 200 008 -300 300 300 (a)试件 KZ-1 (b)试件KZ-2 （c）试件KZ-3 008 (0300) a 350 300 P(X) 250 200 300 -350 300 (d) 试件 KZ-4 (e)试件KZ-5 （f）试件KZ-6 图5KZ-1-KZ-6试件滞回曲线
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.2变形能力的对比 为消除试件由于混凝土强度的不同造成的差异，将试件KZ-3，KZ-4，KZ-5，KZ-6不同位移状态下的 正、负向水平承载力除以各自正、负向极限承载力，得到如图6所示的规则化骨架曲线.

表3为各试件变 形及位移延性系数.

其中屈服位移角为试件屈服位移与柱高的比值：极限位移角为试件的极限位移与柱高 的比值.

1.5 0. 5 位移（±m） 100 -50 50 100 KZ3 - - KZ4 KZ-5 KZ6 1. 5 图6试件KZ-3、KZ-4、KZ-5、KZ-6骨架线对比 表3（各试件的变形及位移延性系数） 试件 屈服位移 屈服 极限位移 极限 延性 编号 /mm 位移角 /mm 位移角 系数 KZ-1 8.27 1/218 KZ-2 7.28 1/247 74.27 1/24 10.21 KZ-3 9.08 1/198 93.33 1/19 10.28 KZ-4 8.16 1/221 69.14 1/26 8.47 KZ-5 7.73 1/233 87.49 1/20 11.32 KZ-6 8.02 1/225 66.44 1/27 8.29 注：1）极限位移是水平承载力降低到极限承载力的85%时对应的位移值.

2）由于试件KZ-1的防止柱身发生平面外侧移装置的刚度不够.

桂在加载后期发生平面外能斜.

加截至力 峰值以后出现误差，下降段部分的误差加大，没能测得该试件的版限位移和延性系数等.

由图6中可明显看出，轴压比较大的试件KZ-4，其变形及延性较小，柱端混凝土破坏也较为严重（图 4）.

从表3中可以看出，试件KZ-3的屈服位移角、极限位移角较大，破坏时其位移延性系数达到了10.28， 而试件KZ-4的位移延性系数较KZ-3小，这也说明了KZ-3的变形能力及延性较轴压比较大的构件KZ-4 好.

在相同轴压比下，KZ-3和KZ-5的变形及延性较KZ-6好，极限承载力也比KZ-6高.

表3中各试件 的极限位移角也表明，KZ-3的最大，其次是KZ-5，KZ-6的最小，说明在配钢率等其他条件基本相同，并 满足相应构造要求的情况下，将型钢分散在靠近截面受力边缘部位，并用缀板进行连接（强格构式）的试 件，其位移延性均比型钢相对集中在截面中部（实腹式）的试件要好.

尽管KZ-5的配钢率小于KZ-2~KZ-4， 但由于其型钢布置更靠近截面受力充分的边缘部位，故其承载力是试件中最大的，延性也与KZ-3接 近，大于KZ-4和KZ-6试件.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大连世界金融中心 不落地支撑框架-混凝土内筒混合结构设计 谭明，高嵩 （中国建筑东北设计研究院有限公司，大连116023） 提要：大连世界金融中心位于大连市商务中心区，由52层超高层双塔6层独立裙楼和整体地下室组成.

塔楼房 屋高度为204.75米（停机坪高度213.44米），采用不落地支撑框架-混凝土内简混合结构.

由于核心简高宽比达 到23，且受制于建筑方案和经济指标要求，结构抗侧刚度较难满足设计要求.

经多轮方案比选和优化，最终采用 高效的结构体系，较好的控制了结构自重和经济性.

关键词：高层建筑，结构体系，混合结构，支撑，刚度 1工程概况 大连世界金融中心位于大连市商务中心区人民路上.

总建筑面积 约为17.3万平米.

主要建筑功能：商业、酒店、公寓、办公.

地上：52层超高层双塔6层独立裙楼，塔楼标准层建筑平面尺寸 为44.0米X33.0米，房屋高度为204.75米（停机坪高度213.44米）.

除部分楼面次梁外，两栋塔楼的结构布置基本一致.

地下：5层地下室整体不设缝，平面尺寸102.7米X52.9米.

结构设计标准：设计使用年限50年，建筑结构的安全等级二级， 结构重要性系数1.0，地基基础设计等级为甲级，抗震设防类别丙类， 抗震设防烈度为7度.

设计基本地震加速度值0.10g，建筑场地类别 为Ⅱ类，设计地震分组为第二组.

基本风压为0.65kN/m”（50年重现期），地面粗糙度B类.

双塔高 度均超过200m，且塔楼间互相影响，按规范要求进行了风洞试验.

风洞试验得到的体型系数在塔楼上部比规范值大，下部比规范值 图1效果图一 小.

结构整体计算采用规范和风洞试验的风作用较大值，塔楼的体型 系数采用规范值.

本工程结构设计于2008年，目前主体已建成.

2结构方案比选 建筑概念方案为境外设计师的作品，业主对建筑功能与经济 性的要求较高，结构方案需满足业主和方案方的要求.

我院结构 专业在方案竞标至施工图设计过程中，全力配合业主和方案方工 图2效果图二 作者美介：谭明（1964一），男，硕士，教授级高级工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 作，进行了多种结构方案的比选，最终优选了既能满足结构设计要求，又兼顾建筑使用和经济性的高效结 构体系.

方案阶段的建筑标准层平面布置如图3所示.

塔楼核心筒的短边平面尺寸只有9米，高宽比为23，结 构沿短向的抗侧刚度较弱，该方向在水平荷载作用下的位移控制是结构方案设计需要考虑的首要因素.

设 置高效抗侧力结构体系，使结构具有足够的抗弯、抗剪刚度，满足水平位移和舒适度的要求，才能保证结 构方案的经济合理性.

结构总侧移中包括剪切变形、弯曲变形以及柱拉压引起的变形，结构抗侧刚度的效率体现为框架柱拉 压引起的侧向位移占结构总侧移的比例.

一般情况下，结构抗侧刚度由低至高依次为：框架、框架-支撑、 框架-剪力墙、框架-核心筒、带伸臂结构、巨柱结构、巨型斜撑结构.

综合考虑业主需求，采用钢管混凝土框架-钢筋混凝土核心筒混合结构：沿短向通过核心筒的4道横 墙，形成4福完整的抗侧力结构：并在对应位置设伸臂桁架，提高结构的抗侧刚度.

经过计算比较，伸 臂桁架设置于避难层27F和41F的方案A，结构效率较高，经济性较好，并可满足建筑使用要求.

在竞标阶段业主首选方案A，我院因而得以承担该项目的设计工作.

方案A 方案B 方案C 图3方案阶段建筑标准层平面 图4伸臂析架加强层示意图 0091/ 1/809 0 1/2204/1600 ireaD 1/800 方案A：层间位移角最大值为1/674 方案B：层间位移角最大值为1/676 方案C：层间位移角最大值为1/620 图5风作用下层间位移角简图 在方案深化阶段，根据业主需求对建筑平面进行了调整与细化，并从建筑使用的角度对避难层的布置 和框架柱的截面进行了限制.

图6为标准层布置.

核心筒内墙被弱化，且偏离柱轴线，难以有效布置贯通核心简的伸臂桁架，结构沿短向的抗侧刚度较 难保证.

为满足结构的刚度需要，并符合业主的经济性要求，在不设置伸臂桁架加强层的情况下，需考虑
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 其它措施有效提高沿短向的抗侧刚度.

在核心筒与外框架柱之间沿短向增设一定数量的支撑，是一种极为 有效和经济的方法.

沿核心筒短边外墙所在轴线对称设置4福支撑，形成支撑框架-核心筒结构.

根据建 筑户型要求，支撑只能布置在中间楼层：沿核心筒长边外侧走廊范围，不能布置支撑.

经计算分析，设置支撑后可有效提高结构的抗侧刚度，图7中的几种支撑布置方案均可实现与伸臂桁 架加强层等效的结构抗侧刚度.

其中，支撑轴力和消能梁段剪力、弯矩：方案F明显大于方案D、E，且各 层不均匀.

方案D 方案E 方案F 图6初步设计建筑标准层平面 图7不同的偏心支撑布置 在结构初步设计和超限审查过程中，除需考虑结构刚度要求外，还要确保结构在地震作用下传力可靠， 实现抗震性能化设计要求.

综合各方专家意见，在靠近走廊一侧增设了不落地的支撑边框柱，采用中心支 撑布置，并在第六层楼面设置转换大梁.

这种布置可实现抗震多道防线，增加结构传力途径，提高支撑抗 侧刚度，避免框架梁屈曲对结构体系的不利影响.

图8、图9所示为连续支撑与不连续支撑的布置方式，其传力途径见图10、图11.

计算分析了两种方 案的利樊，详见表1，最终设计采用了不落地连续支撑的结构方案，并通过抗震超限审查，完成了施工图 设计.

图8连续支撑方案G 图9不连续支撑方案H
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1两种支撑方案比较 方案G 方案H 传力特点 支撑连续传力，支撑框架梁轴力小.

支撑通过梁传力，支撑框架梁轴力大.

整体刚度 各构件截面相同时 抗侧刚度稍小 抗侧刚度稍大 层间位移角接近时 支撑截面较大，其余构件截面相同.

支撑截面较小，其余构件截面相同.

支撑 轴力较大 轴力较小 支撑框架梁 轴力较小，弯矩、剪力接近.

轴力较大，弯矩、剪力接近.

与核心简相连的框架梁 弯矩、剪力稍大 弯矩、剪力稍小 构件 内侧不落地钢柱 下部楼层轴力大 下部楼层轴力小 外侧钢管混凝土柱 内力接近 内力接近 底部托柱钢梁 弯矩、剪力较大，轴力接近.

弯矩、剪力较小，轴力接近.

结论 方案G支撑截面略大，用钢量稍大（的增加4kg/m），但结构传力直接可靠，综合性能优于方案H 图10连续支撑底部传力路径示意（受拉，-受压.

） 图11不连续支撑底部传力路径示意（受拉，-受压.

） 3结构设计与计算 塔楼结构平面轴线尺寸为42.0米X31.0米，沿四边外挑1.0米，核心筒外墙轴线尺寸为21.0米X9.0 米.

标准层的层高为3.6米，避难层和底部裙楼的层高均为5.4米.

采用不落地支撑框架-混凝土内筒混合结构.

框架柱为矩形（圆形）钢管混凝土柱，核心筒外的楼面钢 梁和钢支撑为工字形截面.

框架梁与框架柱刚接，在四福支撑所在轴线与核心筒刚接，其余与核心筒铰接： 次梁两端均为较接.

核心筒外墙厚度：1000~500：框架柱截面：裙楼1500X1500、1500X1000，标准层1200X900、900X900、 1000：框架梁高度：裙楼800，标准层700，为满足走廊净高要求，框架梁与核心筒相连一端采用鱼腹 式截面.

加快施工进度：在正常使用阶段取代楼板底部钢筋，可取得较好的经济性.

本工程为结构体系复杂的超B级高层建筑，需进行抗震性能化设计，并在初步设计阶段进行了抗震设防
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 专项审查.

根据超限审查意见，“结构的抗震性能目标：底部加强部位的高度取到转换层以上二层，该部 位内筒主要墙肢的偏压、偏拉承载力按中震弹性复核，受剪承载力按中震弹性复核且满足大震下的截面剪 应力控制要求.

外框柱和支撑的承载力按中震弹性复核.

水平转换构件承载力按大震不届服复核.

” 不落地支撑所在的楼层由于支撑承担了部分楼层剪力，核心筒剪力墙承担50%左右的楼层剪力.

在其 余楼层，剪力墙承担80~90%的楼层剪力.

在支撑起始和终止楼层处有一定的刚度突变，但与伸臂桁架加强 层方案相比，突变程度要弱些.

在支撑起始和终止楼层处有剪力通过楼面传递，需对楼盖进行必要的加强， 按转换楼板设计，并设置楼面水平钢支撑.

图12 下部结构平面 图13 第六层结构平面 图14 标准层结构平面 设置支撑的楼层，楼板规则完整，在风和小震作用下， 结构可以满足刚性楼面假定.

考虑在极端情况下，楼板可 能出现破坏，按不计楼板刚度的弹性楼面假定进行了补充 计算，并考虑二者的不利情况进行相关构件的设计.

经计 算分析：支撑轴力在上下连续两层的变化不大，说明对支 撑中间相连的楼面梁不会产生太大的附加内力，且按弹性 楼面计算的支撑轴力相对小些.

支撑两端的框架柱以承担 轴力为主，剪力和弯矩并不大，且按两种假定计算相差不 大.

支撑范围的框架梁，其内力按两种假定计算均不大， 按弹性楼面计算时承受不大的轴力.

支撑框架与核心筒间 连接的框架梁按弹性楼面计算时剪力、弯矩略小，承受一 定的轴力.

在风荷载作用下，通过比较平面单福模型与三维整体 模型计算的结果，验证了三维整体模型计算的可信度.

三 维整体模型采用弹性楼面假定，平面单福模型的风荷载按 受荷面积施加.

两种算法的构件内力分布规律基本一致， 由于三维模型中有支撑福框架分担的水平荷载比平面单福 模型要多，故按三维模型计算的构件内力要大些.

图14支撑布置图 结构计算分别采用有限元程序SATWE、ETABS、MIDAS.

经复核，三个程序的计算结果基本一致.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 空腹桁架力学性能试验研究 谭坚，区彤，陈星，王湛，潘建荣”，胡淑军 （1广东省建筑设计研究院.

广州510370） （2华南理工大学亚热带建筑科学国家重点实验室，广州510640） 摘要：广州亚运城综合体育馆采用了大跨度空腹析架支撑体系，结构最大跨度达92米.

为了保证使用安全性，在缺乏此类 节点的设计规范的条件下，本文设计了4中不同加劲肋形式的该类节点，对其力学性能进行试验研究，得到加劲肋布置对节 点的刚接性能，初始转动刚度，反复荷载作用下的滞回性能及破坏模式的影响.

关键词：空腹析架节点：试验分析：抗震性能 1引言 广州亚运城综合体育馆作为广州亚运城工程的重点项目，结构形式采用了较新颖的形式，其中建筑面 积最大的体操馆内环大跨度空间由纵横交错空腹桁架系统支撑，最大跨度92米，纵向空腹桁架与横向空 腹桁架连接节点采用刚接节点形式，由于目前规范没有对此类节点的计算方法，虽然节点经过有限元数值 分析，但数值计算是通过很多假定完成的，有必要对该节点进行试验，确保结构大跨度空间结构的安全性.

本文针对实际工程中出现的柱腹板加劲肋无法与梁翼缘对齐的情况设计了4种不同形式的柱腹板加劲 肋.

通过对这4种空腹桁架节点在循环荷载作用下的力学性能进行分析，根据试验所得的极限荷载、极限 位移和滞回性能等，比较了4种节点的性能，并在工程中的选取、制作和使用中提出了相应的建议.

2试验模型及循环加载方案 2.1试件设计 本试验共4组试件，每组两个相同试件.

不同组的试件梁柱外形尺寸完全相同，只在节点区加劲肋形 式不同.

梁均采用箱型截面B400X250X14X14.柱均采用箱型截面B450X250X14X14.其中D型节点为常 规加劲型节点，在梁上下翼缘处设置加劲肋，由于实际工程中加劲肋无法与梁翼缘对齐，加劲肋与翼缘错 开50mm.

A，B，C型节点则在常规加劲的基础上设置了其他不同形式的加劲肋，详见图1.

试件尺寸见 表1.

构件均采用Q345钢才制造，材性实验结果见表2. 表1各试件的加劲肋布置参数 节点编号 加劲肋厚度 加劲助布置 加劲肋个数 A 14 梁腹板纵向 22 B 14 梁柱外表面 42 14 梁上下翼缘 22 D 14 常规加劲 2 注：1.对于A，B，C节点加劲助个数项，前一个数字表示额外设置的加动助的个数，后一个表示常规加劲助个数.

2.尺寸单位为mm
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2材料性能经验数据表 材料 屈服强度（MPa） 极限强度（MPa） 弹性模量（MPa） Q345 336 508 2.04e5 BL (a)试件A (b）试件B （c）试件C (d)试件 D 2.2加载方案 采用液压千斤顶进行加载，两台液压千斤顶分别用于在梁端提供向左和向右的侧向力，千斤顶加载中 心点距离梁端11cm，梁端位移计也布置在此高度.

在侧向加载同时，对箱型柱施加100kN轴向荷载.

加 载设备及安装如图2所示.

试件届服前按照力控制加载，在屈服荷载前分数次加载，（试验过程中需多次 试载以寻找构件屈服点）：试件屈服后，用位移控制加载，原则上每一加载级为屈服位移的0.25倍，每一 级加载3次.

不同试验试件在试验时则略有不同，详见表3.

在试验室需取得试件的屈服荷载和极限荷载等数据本次试 验数据采集系统能实时采集到试件的荷载一位移曲线.

以及应 变数据，以荷载一位移曲线的曲率发生明显变化的点及大部分 应变片达到屈服应变为判断准则，判断屈服荷载.

极限荷载则 以荷载一位移曲线最高点为准.

由于试验所记录应变数据在弹 性段即显示出较大离散性，本次试验所取得应变数据仅用于判 断试件的屈服点，不作为构件应力分析的根据.

图2节点加载现场图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表3各试件的加载制度 试件编号 弹性段力控制加载 屈服后位移控制加载 A1 ±100kN ±150kN ±200kN ± ± y，±1.25 y，±1. 5y各加 250kN，±300kN各加载3次 载3次 A2 ±200kN ±250kN ±300kN 各 ± y，±1.25 y，±1. 5 y 各加 加载3次 载3次 B1 ±200kN加载1次 ± y ±1.25 ay ±1. 5 △y 各加 载3次 B2 ±100kN ±200kN 各加骏3 次 ± y， ±1.25 △y， ±1. 5 y. ± 1.75y各加载3次 10 ±200kN 加载1次 ±y，±2y，±3y各加3 次 ±y. ±1.5y. ±2. 0y ± C2 ±200kN 加载1次 2.25 y. ±2.5 y ±2.75y 各加载3次 D1 ±100kN 加载1次 ±△y. ±1.5y ±2. 0 y ± 2.25△y，各加载3次 ±y， ±1.25 y， ±1.5y ± D2 ±50kN 加载1次 2 △y，±2.5y，±3y各加载 3 次 试验过程中，需始终保持循环加载的均匀性和连续性，且正、反向加载和卸载速度保持一致，以保证 所采集数据的稳定性.

实验过程中采集位移及荷载等数据，得到节点的滞回曲线，位移计布置见图3.其中1.2号位移计用 于测量梁端位移，5.6号位移计用于测量柱的弯曲，7号位移计用于测量节点整体侧移.

另外在计算梁端塑 性转角时须减去梁的弹性变形造成的位移.

- 图3位移计布置图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 2.3试验过程及破坏形态 各构件的破坏过程如下： 1）A1破坏过程：在达到屈服荷载之前对A1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁属缘出现微裂缝.

随着加载的进行，裂缝不断开展， 屈服位移第三圈加载时，裂缝沿梁翼缘贯通.

在此过程中结构的承载力仍有一定的增长，到达极限承载力 之后，荷载开始下降.

1.5倍屈服荷载第二圈加载时，有巨响产生，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降 至极限承载力的85%以下，结构破坏.

在试验完成之后，剖开箱型柱，可见梁腹板对应的加劲肋与柱的连 接焊缝断裂.

2）A2破坏过程：在达到屈服荷载之前对A2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘出现微裂缝.

随着加载的进行，裂缝不断开展， 1.25倍屈服位移第二圈加载时，裂缝沿梁翼缘贯通.

在此过程中结构的承载力仍有一定的增长.

1.5倍屈 服荷载第二圈加载时，有巨响产生，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构 被坏.

3）B1破坏过程：在达到屈服荷载之前对B1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到届服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁灵缘即出现较大裂缝.

1.25倍屈服位移第一圈时节 点达到极限承载力.

随着加载的进行，裂缝不断开展，1.25倍屈服位移第三圈加载时，出现巨响声，裂缝 沿梁翼缘与梁柱均成45度角贯通.

此时结构承载能力尚未降低至极限承载力的85%.

1.5倍屈服荷载第二 圈加载时，产生第二声巨响，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.

4）B2破坏过程：在达到屈服荷载之前对B2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁灵缘出现较明显裂缝.

屈服荷载即极限荷载，之后 承载力开始下降.

随着加载的进行，裂缝不断开展，1.25倍屈服位移第三圈加载时，发生巨响，裂缝沿梁 翼缘与梁柱均成45度角贯通.

此时结构承载能力尚未降低至极限承载力的85%.

1.5倍屈服荷载第三圈加 载时，产生第二声巨响，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.

5）C1加载过程：在达到屈服荷载之前对C1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘未出现肉眼可见裂缝.

随着加载的进行，节点 承载力仍有一定的提升，刚度退化不明显.

2倍屈服位移第一圈加载时，出现肉眼可见裂缝.

3倍屈服荷 载第一圈加载时，有巨响产生，梁柱连接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.

在试验完成之后，剖开箱型柱，可见梁腹板对应的加劲肋与柱的连接焊缝断裂.

6）C2加载过程：在达到屈服荷载之前对C2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊未出现肉眼可见裂缝.

2倍屈服位移第一圈加载时，出现 微裂缝.

在此过程中结构的承载力仍有一定的增长，2.5倍屈服荷载第一圈加载时，有巨响产生，梁柱连 接处焊缝完全断开，承载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.

7）D1加载过程：在达到屈服荷载之前对D1节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘出现微裂缝.

随着加载的进行，裂缝不断开展， 1.5屈服位移第二圈加载时，裂缝沿梁灵缘贯通.

在此过程中结构的承载力仍有一定的增长，到达极限承 载力之后，荷载开始下降.

整个加载过程中为见巨响，仅有焊缝撕裂声，梁柱连接处焊缝完全断开后，承 载力降至极限承载力的85%以下，结构破坏.

8）D2加载过程：在达到屈服荷载之前对D2节点用力控制加载，在此阶段荷载与梁端位移基本成线 性关系.

当达到屈服荷载时，梁柱连接处角部焊缝沿梁翼缘出现微裂缝.

随着加载的进行，裂缝不断开展， 承载力仍有所提高，直至3倍届服位移第二圈加载时，有巨响产生，焊缝完全断开.

承载力降至极限承载 力的85%以下，结构破坏.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 EO/S0FE102 （a）试件a焊缝破坏 （b）试件b焊缝破坏 （c）试件c焊缝破坏 （d）试件d焊缝破坏 图4各试件焊缝破坏图 本次试验的4型8个节点的破坏模式一致，均起于梁柱连接处梁翼缘坡口焊缝的开裂，终于该处焊缝 的突然断裂，梁端未形成塑性铰.

3试件的滞回性能分析 各试件的滞回曲线如图5所示，各性能参数值如表4.

A型节点在梁腹板对应处设置加劲肋，起到了很好的加劲作用，使得大部分加劲肋及梁翼缘、腹板参 与受力.

A型节点具有最大的初始转动刚度，屈服荷载和极限荷载，但耗能能力和延性都较差.

B型节点在梁柱相交处对梁柱翼缘进行贴板加劲，试验结果证明这种方法在弹性段起到了一定的作用， 但是带来了屈服后节点性能的恶化，对于极限承载力的提高不如A、C节点明显.

B型节点的耗能能力及 延性是这4中节点中最差的.

承载力有一定的提高，但不如A节点明显：C节点的优势在于，相比其他3种节点，其耗能能力和延性都 是最好的，特别是塑性转角达到0.03rad，满足抗震指标要求[2].

D型节点为常规加劲型节点，作为对照组.

其初始刚度和极限承载力均为4中节点中最低的.

由于加 5

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 横风向等效风荷载规范计算方法的改进 谢雾明，许振东 （浙江大学建筑工程学院，杭州310058） 提要：在机理研究与参数分析的基础上，本文对目前建筑规范中矩形建筑横风向荷载计算方法提出了改进算法.

这一新的算法采用与顺风向荷载计算形式上相似的方式，对结构设计人员应用具有更好的可操作性.

同时采用二 维标准风力谱与修正系数的方法取代目前规范计算中以三维形式表示风力谱的方法，方便了参数取值.

此外在计 算中增加了建筑高宽比参数，以反映高宽比对横风向荷载的实际影响，提高了横风向荷裁的估计精度.

在等效静 力荷载分布方面，采用以共振分量为主的形式，一方面反映了当横风向荷载相对重要时，共振分量占主导的事实： 另一方面与风润试验结果达成更好的一致性.

算例结果表明，本文方法与风洞试验结果之间有着很好的一致性， 与目前规范计算方法相比不但计算比较简便，而且在精度上也有所提高.

关键词：高层建筑，横风向荷载，标准风力谱，约化频率，实用计算方法 1引言 工程实例表明，建筑高度的提高与高强材料的使用所带来的结构柔度增加与结构阻尼减小，使得建筑 结构设计的横风向荷载有可能大大高于顺风向荷载.

由于横风向荷载作用机理复杂，工程界至今仍依赖于风洞试验方法确定与横风向作用有关的设计风荷 载与风致振动加速度.

在2012年之前，中国建筑结构荷载规范没有给出估算建筑横风向荷载的条款.

国 外也只有少数几个国家的建筑规范给出计算横风向荷载的建议公式23.

一般的设计步骤是先由设计人员 按规范方法估算风荷载，在此基础上完成初步设计，然后通过风洞试验对初步设计结果进行验证.

在缺乏 对横风向荷载基本估计的情况下，初步设计中的风荷载只能采用规范计算的顺风向荷载.

这样就产生了一 个间题：如果所设计的建筑是横风向荷载控制，风洞试验结果与规范初步估算值之间就可能会有很大的差 别，有可能因此造成设计返工.

为解决这一问题，2012年版的中国建筑结构荷载规范GB50009-2012增加 了估算横风向荷载的公式.

要研究成果.

与其他国家的相关规范条例相比，中国规范在适用范围与细致程度方面都有了很大的提高.

为了将复杂的矩形截面高层建筑横风向荷载计算简化为使于应用的表达式，规范的制定者们做出了很大的 努力与合理的简化，其中包括对楼层质量分布、模态振型、建筑高宽比的影响等等.

经过一段时间的工程 实践，新规范在明显提高设计人员对横风向荷载估计能力的同时，也反映出一些有待进一步改进的地方.

据了解，不少结构工程师觉得规范中的矩形截面高层建筑横风向荷载计算方法过于繁，计算参数过 多，广义风力功率谱图较复杂不易定值，风荷载大小与结构基本设计参数（如质量、阻尼）之间的物理关 系表达不够直接等等.

这些对提高设计效率与优化结构抗风设计带来一定困难.

此外，虽然新规范明确所给出的计算方法适用于高宽比4至8的建筑物，但工程实践表明高宽比4与 高宽比8的建筑物在横风向响应方面的差别其实不可忽视7所以研究规范计算中这一简化假定的可能 误差范围有着实际的工程意义，同时有必要在计算中将高宽比也作为一个参数以提高估计精度.

作者简介：谢案明（1955-），男，博士.

蚊投
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 浙江大学许振东以这一课题作为本科毕业论文题目，探讨对规范计算方法作进一步改进的可行性.

通过大量的参数分析，明确了各重要物理参数对横风向荷载的作用机理与规律.

在此基础上本文提出了改 进的矩形截面高层建筑横风向荷载实用计算方法.

2横风向荷载的作用机理与基本参数 2.1横风向荷载与顺风向荷载的比较 从工程应用的角度考虑，我们需要了解在什么情况下横风向荷载会大于顺风向荷载，控制横风向荷载 与控制顺风向荷载在设计方面有什么不同.

一般来说，结构设计的风荷载包括三部分分量：平均风荷载、脉动风荷载、惯性风荷载.

平均风荷载 主要是风的阻力作用，在顺风向时为最大，横风向时几乎为零.

脉动风荷载（也称背景分量）由阵风的脉 动部分造成.

由于建筑物的体量远大于脉动风的相关长度，用于整体结构设计的脉动风荷载往往是相对小 量.

惯性风荷载（也称共振分量）是由风致结构振动引起的，其大小与振动加速度和结构质量有关.

由此 可见，横风向荷载大于顺风向荷载的情况只能出现在横风向的惯性风荷载大大高于顺风向惯性风荷载与平 均风荷载之和的场合.

那么在什么场合会出现如此高的横风向惯性风荷载呢？

事实上，绝大多数高层建筑的风致响应中，由结构振动与大气绕流之间相互作用所造成的气动弹性力 学效应并不明显"，横风向响应与顺风向响应中气动力的作用都可以作为强迫力考虑.

于是广义风力谱就 提供了一个了解顺风向与横风向响应机理的重要视角.

按照结构动力学原理，结构风振响应可由广义风力 谱与结构传递函数之乘积给出.

采用横风向广义风力谱就得到横风向响应，采用顺风向广义风力谱就得到 顺风向响应.

图1所示为典型的矩形建筑物的顺风向与横风向荷载功率谱，图中横坐标取为约化频率fB/U（f=频率， B=建筑物迎风面宽度，U=参考风速），纵坐标为除以风力均方值后的规一化荷载功率谱，纵横坐标均为 无量纲值.

根据空气动力学原理，以这样方式表达的规一化荷载功率谱将只与建筑物的外形以及风场有关.

由图可见，横风向响应大大高于顺风向响应只可能发生在横风向荷载谱的峰值附近，即约化频率fB/U=0.11 附近.

横风向荷载诺峰值位置的约化频率与建筑截面的斯托拉哈数（Strouhal）基本一致.

换言之，当约化 频率接近矩形截面的斯托拉哈数时，与斯托拉哈数一致的横风向淡涡脱落频率将接近结构自振频率，从而 产生共振效应，大大增强横风向响应.

一顾风月--顺风向 1.60 一化荷载谐 1.6-01 1.E-02 1.E-03 1.E-04 0.001 001 0.1 0 约化频率B/U 图1矩形截面顺风向荷载谱与横风向荷载谱的比较 所以，约化频率是反映参考风速、结构固有频率、建筑物典型宽度这三个参数综合影响的重要的无量 纲空气动力学参数.

通过约化频率可以定性判断高层建筑顺风向与横风向荷载的相对作用大小.

较低的约 化频率值代表较低的结构固有频率、较窄的建筑宽度、以及（或者）较高的参考风速.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 约化频率越低，结构对风的影响就越敏感.

对高宽比分别为5与8的两栋正方形建筑的比较分析表明（参 见图2），在大多数场地情况下，横风向荷载大于顺风向荷载的情况仅出现在约化频率小于0.2时.

即使在 特别空旷的海滨与湖滨地貌下（A类），当约化频率大于0.25时横风向荷载也不再大于顺风向荷载.

然而 许多高层建筑在设计风速下的约化频率确实可能小于0.2，某些超高层的约化频率甚至非常接近0.11，由此 会造成很大的横风向荷载.

在这种情况下，设计人员应当优先考虑空气动力学的优化处理方法，因为这种 情况下的空气动力学优化处理能产生最大的经济效率，大大节约建造成本.

约化频率提供了有助于设计 高宽比H/B=5 高宽比H/B=8 3.0 3.0 2.0 限2.6 15 --A --A -B -B --C -o-C -D --D 0.1 0.15 0.2 0.25 0.3 0.1 0.15 0.2 0.25 fB/U JB/U 图2顺风向荷载与横风向荷载之比 早期阶段进行决策判断的重要指标.

图2还表明，处于开阔地貌上的建筑物更有可能出现较大的横风向荷载.

而位于城市中心的高层建筑 物，由于周围密集建筑产生的紊流往往会干扰横风向涡旋的规则脱落，使得横风向共振幅值有所减低.

然 而如果所研究建筑物大大高于周围建筑物，则周围建筑物产生的紊流可能不足以干扰横风向共振的涡旋脱 落，因为影响高层建筑横风向共振的敏感涡旋脱落区域一般在建筑物上部1/3至1/4高度处.

2.2共振分量与背景分量的比较 横风向荷载包括由阵风效应引起的背景分量与惯性效应引起的共振分量.

由于这两种动态分量之间的 相关性很弱，其合力不宜采用线性组合，由此进一步增加了求解等效静力荷载分布的复杂性.

然而大量工 程经验表明，当横风向荷载在设计中占重要地位时，共振分量往往远高于背景分量.

图3所示为高宽比分 别为4与6的两栋正方形建筑物横风向共振分量占总的横风向荷载的比例.

高宽比H/B=4 高宽比H/B=6 1.2 12 1.0 1.0 A -A B B -o-C -C 0.2 --D 0.2 -D 0.0 0.1 0.15 0.0 0.2 0.25 0.1 0.15 0.2 0.25 fB/U fB/U 图3横风向荷载中共振分量的比重 可以看出，当横风向荷载比较重要时，其共振分量的比重一般在80%以上.

而且高宽比越大的建筑物 的横风向荷载中共振分量的比重也越大.

这证明了在考虑横风向等效静力荷载分布时以反映惯性荷载分布为主的合理性.

2.3建筑高宽比对风力谱的影响 在目前的中国荷载规范中，假设横风向荷载的计算公式适用于高宽比4至8的范围，其中没有针对4至8
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 范围内不同高宽比的修正.

事实上对横风向荷载的研究结果表明高宽比是一个比较敏感的参数.

根据文献[5]报道的风洞试验拟合数据，图4给出不同高宽比下的折算横风向基底弯矩功率谱.

可以看 出高宽比对风力谱的影响是较为明显的，特别在横风向荷载控制设计的情况.

0.16 0.14 0.12 0.10 0.08 s 0.06 00 0.02 0.00 0.05 0.1 0.15 fB/U 0.2 H/B=4==H/B=5 H/B=6 -H/B=7 -H/B=8 图4不同高宽比的折算横风向基底弯矩功率谱 3建议的横风向荷载实用计算方法 3.1实用计算公式 为便于记忆与应用，建议将矩形建筑物的横风向荷载计算公式表达成与顺风向荷载计算公式类似的形 式，只是通过不同的参数取值反映两者的差别.

第k层（高度z）横风向荷载可表示为 Pk = (woμeHμβ) Bhz （1) 式中 Wo=基本风压（与顺风向荷载计算的取值一致） μz=横风向荷载的高度变化系数 μsn=横风向荷载体型系数 =横风向风振系数 B=高度z处的建筑宽度 h=高度z处第k层的楼层计算高度 横风向荷载的高度变化系数μzn的取值为 (2a) 式中 μ=风压高度变化系数在楼顶高度H的数值，由规范中表8.2.1得到.

mm=高度z处第k层的楼层质量 M'=基本模态的广义质量，M'=∑m² =基本模态在：高度的广义位移，可近似表示为中=（h/H)，其中β称为振型指数.

当建筑物的楼层质量沿高度均匀分布时，上式可简化为 (2b)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 工程经验表明，大多数高层建筑的基阶侧移模态的振型指数在1.2至1.5之间，上式中假设为1.3，具 有一定的代表性.

横风向荷载体型系数us的取值为 μsH = CCm (3) 表1横风向荷载体型系数基本值C 厚宽比D/B 0.5 0.75 1.25 1.5 1.75 2 C 1.15 1.01 0.93 0.87 0.82 0.79 0.76 表中D是侧风面宽度，B是迎风面宽度.

式（3）中系数C是角沿修正系数，可沿用规范H.2.5中的 建议值.

对正方形与矩形建筑，C=1.

横风向风振系数B的取值为 βSss (4) 式中：g为峰值因子，建议取3.0.

√S为标准风力谱，是约化频率fB/U的函数，由图5给出.

《为总 系统阻尼比，理论上包括结构阻尼与气动阻尼.

横风向响应的气动阻尼测定有着较大的不确定性与离散性， 在可靠性方面还有待提高12.

目前在风工程领域主要关心的是潜在的气动负阻尼，因为气动负阻尼会造成 振动发散或使风致响应进一步提高.

然而目前规范给出的气动阻尼估计公式中，当约化频率大于0.1时所 得气动阻尼为正值，其结果是降低横风向响应.

考虑到气动阻尼估计中的可靠性，本文作者不建议按估计 的气动正阻尼对横风向荷载进行折减，除非通过仔细的风洞试验对实际项目进行专项研究.

一般情况下， 式（4）中的总系统阻尼比建议取为结构阻尼比.

0.3 0.25 0.2 谱 0.15 风 0.1 标 0.05 0 0.1 0.15 0.2 0.25 JB/U 图5标准风力谱 A为地貌影响修正系数， 其数值由表2给出.

表2地貌影响修正系数入 场地 fB/U 类别 0.1 0.11 0.12 0.13 0.14 0.15 0.16 0.17 0.18 0.19 0.2 0.25 A 1.24 1.25 1.22 1.21 1.21 1.21 1.21 1.22 1.22 1.23 1.23 1.23 B 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 C 0.85 0.93 0.97 0.98 0.99 0.99 0.99 0.98 0.98 0.97 0.97 0.97 D 0.71 0.92 1.06 1.12 1.15 1.16 1.16 1.15 1.14 1.13 1.12 1.12

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 达美中心广场基础变刚度调平设计 詹永勤，王杨 （中国建筑科学研究院，北京，100013） 摘要：本文介绍了达美中心广场大底盘多塔楼连体结构的基础设计.

在基确设计时，采用协同分析计算的手段，运用变刚 废调平的设计理念，增强塔楼基础弱化裙房基础，两栋150米高塔楼采用桩基础，两栋100米高塔楼采用CFG桩复合地基， 裙房采用天然地基.

塔楼核心简下和外框架柱下分别布桩，桩长及桩间距不同，实现不同的承载能力和支撑刚度，减小了 差异沉降，缩小了反力分布的不均匀，同时，将核心简底板适当外扩，使核心简下的布桩数足以承担核心简的竖向荷载， 因此，底板厚度大大降低，底板的配筋率也降低.

关键词：基础设计、协同分析、变刚度调平 1工程概况 北京达美中心广场项目位于北京市朝阳区青年路，总建筑面积334483m.

包括四座主楼、裙房和地下 车库，形成大底盘多塔楼联体结构.

四座主楼均为钢筋混凝土框架-核心筒结构，主楼A、B座地上分别为 34层、32层，高度均为150m：主楼C、D座地上为23层，高度均为100m：裙房E座地上为四层，高度为 24.0m，主楼、裙房及纯地下车库均为地下4层，高度17.6m.

平面尺寸：148.9m×150.8m，基础埋深约 为20m.

建筑平面布置见图1，建筑剖面图见图2.

本工程抗震设防类别：丙类，设计基本地震加速度： 0.20g，设计地震分组：第一组.

2地基基础方案分析 2.1场区工程地质条件 根据岩土工程勘察报告，工程拟建场地标高介于33.289m～34.083m，根据现场钻探与原位测试及室 内土工试验、波速试验成果的综合分析，按地层沉积年代、成因类型将拟建场区地面以下80.0m深度范围 作者简介：詹水勤（1969-），男，学士，教授级高级工程
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 内的地层划分为人工填土层、新近沉积层、一般第四纪沉积层三大类，并按地层岩性及其物理力学性质指 标进一步划分为8个大层，有关各土层基本岩性特征及分布情况见表1.

本工程场地土类别：III类.

图1首层建筑平面图 图2建筑创面图 表1土层参数表 地层 压缩模量E 承载力标准值f桩的极限侧阻力标准 桩的极限端阻 成因 地层编号 (P²P0. 1) (kPa) 值 q(kPa) 力标准值 (MPa) qx(kPa) 人工填土 杂填土① （20) 粉质粘土② 3.91 100 50 粘质粉土② 8.41 120 60 新近沉积 粉质粘土② (6) 100 50 粉细砂③ （10) 140 50 900 粉质粘土~重粉质粘 土层③ 6.53 120 70 1000 圆层④ (20) 220 135 2200 细砂层④ (15) 180 85 1600 粉质粘土④ 11.7 160 80 1200 粘质粉土④ 般第四纪 17. 41 180 80 1400 沉积 卵石 (25) 280 160 2800 细中砂 (20) 250 80 2500 粉质粘土~重粉质粘 土层 12. 96 160 70 1200 细砂层@ (20) 250 80 2500
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 重粉质粘土层 18.04 200 80 1600 中砂层 (20) 280 90 2500 重粉质粘土层 13.29 200 80 1600 卵石 (30) 300 170 4000 ② (25) 280 80 2600 中砂层 (25) 350 90 2800 粉质粘土 21.37 250 80 1800 2.2本工程地基基础的技术特点 达关中心广场工程为大底盘四塔结构，塔楼均为框架-核心筒结构，基础埋深约为20m，根据结构形 式和功能要求，该建筑结构具有如下特点： （1）、高层及超高层塔楼自身荷载及刚度分布不均匀.

外框内筒结构核心筒面积约占楼面面积的25% 左右，面核心筒荷载却占塔楼总荷载的50%左右（A、B塔约为53.1%、C、D塔约为50.9%）.

核心筒由厚 度较大的钢筋混凝土外墙及钢筋混凝土内隔墙围合而成，刚度很大：而外框架相对刚度较小.

因而自然会 导致塔楼基础发生较大的不均匀沉降，基底反力分布不均匀.

因此，塔楼基础设计的重点是控制核心筒与外框柱之间的沉降差.

核心筒荷载占的比例较大，核心筒 对底板的冲切计算也是基础设计的一项重要内容.

（2）、主楼与裙房之间的荷载及上部结构刚度差异大.

由于大底盘基础上高层建筑主楼与裙房结构 形式不同，主楼为刚度较大的框架-核心筒结构，裙楼为框架结构，上部结构的刚度差异大.

又因裙房沿 四座塔楼周边布置，中央形成无地上结构的中庭区域，造成基础结构的刚度较不均匀.

各塔楼与裙房高度 差异大，因此，主楼与裙楼之间基底荷载差异也大.

因此，各部分对基础要求及地基处理的方案也不同.

由于主楼与裙楼之间在地下室及基础并未设置沉 降缝，因此需要对上部结构-大底盘基础-地基进行协同计算分析，考虑相互之间的影响和上部结构对基础 的影响.

（3）、由于本工程基础理深较大，裙房及部分纯地下室存在抗浮问题.

本文不对抗浮问题进行详细 叙述.

2.3基础方案的计算分析 根据上述本工程的特点，场地的地质资料，以及相关的工程经验，区分需要强化和弱化的区域，初步 确定裙楼采用天然地基，C、D塔楼采用CFG桩复合地基，A、B塔楼采用钻孔灌注桩桩基础.

基础底板均 采用无梁筏板，分区域采用不同的厚度.

主楼和裙楼之间设置沉降后浇带来减小差异沉降.

基础平面布置 图见图3.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图3基确平面布置图 2.3.1协同计算分析原理 多塔楼作用下平板式筏形基础的变形特征为：各塔楼独立作用下产生的变形效应通过以各个塔楼下面 一定范围内的区域为沉降中心，各自沿径向向外衰减，并在其共同的影响范围内相互叠加而形成：基底反 力的分布规律为：各主塔楼荷载以其塔楼下某一区域为中心，通过各自塔楼周围的裙房基础沿径向向外扩 散，并在其共同的荷载扩散范围内，基底反力相互叠加.

1、考虑上部结构-地基-基础共同工作的基本方程如下： ([k][ks][kj])(6}={4} (1)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 式中：[对一基础的刚度矩阵，若基础为平板式时则为基础板的刚度矩阵，若 基础为梁板式时尚需将梁、板的刚度矩阵叠加： [ks]一地基的刚度矩阵： [kj]一上部结构的刚度矩阵： {6}一基础的变形： 一荷载向量.

求解该方程，即可得基础节点的位移，进而求得基础内力.

2、结构计算模式 本工程塔楼为钢筋混凝土框架-核心筒结构，楼板和剪力墙采用薄板单元进行模拟，梁、柱采用梁单 元进行模拟.

3、基础微板计算模式 采用Mindlin中厚板理论对筏板进行分析.

Mindlin板单元是转角和挠度分别插值的板单元，并且考 虑了剪切变形的影响.

4、地基计算模式 地基计算模型采用有限压缩层地基模型，并考虑加荷历史的影响.

有限压缩层地基模型以分层总和法 为基础，分层总和法的基本假定： （1）根据基础中心点下附加应力进行计算.

（2）基础最终沉降量等于基础底面下压缩层范围内各土层压缩量的总和.

分层总和法的优点是反映了压缩层内各层土的压缩性，原理简单，计算方便.

但在计算中假定了地基 土没有侧向变形，这只有当建筑物基础的面积相当大，而可压缩土层的厚度比较薄时，才接近于该方法的 基本假设.

由于实际工程中筏基尺寸与地基压缩层厚度比相对较大，因此在地基计算模式中考虑以分层总 和法为基础的有限压缩层地基模型.

有限压缩层地基土中应力用布辛奈斯克解求得，地基土根据其性质划分为不同厚度的土层，每一土层 内的土具有相同的压缩模量.

地基柔度矩阵[①]各元素计算公式为： H E (2) 式中：A一按分层总和法分层厚度的要求，在I节点下划分的土层数： 一在节点处小矩形Fj上作用竖向均布荷载时，按弹性理论解，在I节点下第k土层中点 处产生的竖向应力：

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某办公楼立面大悬挑结构设计 虞炜，邱春毅，齐曼亦，赵青春，陈瑛，屠静怡 （上海建筑设计研究院有限公司，上海200041） 【摘要】项目位于浦东张江，其中1#和2#在三层以上有立面大悬挑悬挑长度10.4米，是一个平面和竖向均不 规则的超限高层，采用框架剪力墙结构体系，并根据建筑超限的情况及结构体系，提出性能设计目标，通过对大 悬挑结构的方案比较、竖向地震计算、舒适度评估、抗连续倒塌的一系列分析，总结立面大悬挑结构的设计要求.

【关键词】立面大悬挑：竖向地震：舒适度；抗连续倒場 1工程概况 本工程位于上海浦东的张江高科技园区，基地形状大致呈扇形.

本工程由6栋高度约为29m的高层建 筑组成，并围合成二个中心广场空间，建筑主体功能均为研发办公，总建筑面积53670㎡²，其中1#楼和 2#楼满足建筑入口需要有立面大悬挑，悬挑长度10.4米.

2结构体系及主要平面布置 1#楼和2#楼均为地上七层、地下一层，建筑大屋面檐口标高29.100米（从室外地面算起），地下一层 层高为5.7米，一层层高5.1米，其余层高均为4.0米.

结构体系为框架-剪力墙，典型柱网开间为6.5米× 9.0米和9.0米×9.0米，典型框架柱截面800x800、700x700：与悬挑拉杆相连的框架柱截面800x800，内 置型钢.

典型剪力墙厚度为400mm，底部加强区以上减小为300mm.

一层板厚度为180mm（嵌固层）， 室外区域板厚为250mm，其它楼层典型板厚为120mm，楼板缺失楼层板厚为130mm、180mm：斜撑区域 楼板适当加厚至150mm.

图1二层结构平面图 图2四层结构平面图 1#、2#楼四层以上大跨悬挑（图1和图2），悬挑处采用钢拉杆与钢吊柱的承载方式（图3），同时设 置型钢混凝土梁柱，与拉杆形成完整的传力体系.

悬挑端楼面采用钢梁压型钢板混凝土楼板的梁板体系， 减小结构自重.

拉杆采用钢管截面，外径300mm，壁厚20mm，材质为Q390B.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 000 000 图3斜拉杆布置立面图 3塔楼不规则情况分析 1）四层及以上整体外挑约10.4m（图3）： 2）平面凸出，约为相应投影方向总尺寸42%，并形成越层柱（图1）： 3）考虑偶然偏心最大层间位移比1.4，属于扭转不规则： 4）二层三层楼板开洞开洞面积约为55%（图1）： 4 结构性能目标的确定 按照《建筑抗震设计规范》和《高层建筑混凝土结构技术规程》的相关要求，本工程抗震性能目标为： 发生多遇地震（小震）后能保证建筑结构未受损，功能完整，不需修理即可继续使用，即完全可使用的性 能目标：发生设防烈度地震（中震）后保证建筑结构轻度损坏，一般修理后可继续使用：发生罕遇地震 （大震）时，有明显塑性变形，修复或加固后可继续使用，建筑功能受到较大影响，但人员安全，即保证 生命安全的性能目标.

表1抗震性能目标表 抗震烈度 多遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 （小震） （中震） （大震） 1/800（规范限值） 层间位移角限值 首层层间位移角满足 最大层间位移角满足1/400 1/100 1/2000或底层刚度大于 上层的1.5倍 底部三层剪力墙 弹性 抗剪不屈服 构 二层、三层、四层楼板 弹性 允许开裂，控制钢筋应力水平 件 性 六层、屋面层楼板 弹性 允许开裂，控制钢筋应力水平 能 目 越层拉杆 弹性 不屈服 标 与拉杆相连的水平SRC梁 弹性 不屈服 与拉杆相连的型钢柱 弹性 不屈服
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5立面大悬挑结构设计 5.1立面大悬挑结构方案比较 根据本工程的特点进行立面大悬挑的方案比选.

方案一（图4）将立面大悬挑的斜拉杆设置在四层至 六层处：方案二（图5）将立面大悬挑的斜拉杆放置在屋顶层，设置钢柱用于悬挂四层至七层楼面.

2#楼 的特点在于其四层以下楼板缺失严重，如将斜拉杆放置在四层至六层，那么三层与四层的抗剪承载力之比 仅0.5，导致三层与四层之间抗剪承载力的突变，形成软弱层，对抗震不利.

如将斜拉杆放置在六层至屋 顶层，可以避开三层这个薄弱层，最终控制其抗剪承载力之比在0.8以上，而且由于悬挑侧采用钢结构使 090 8 5.F .5.T 4E 上 图4方案一斜拉杆设置在四层至五层 图5方案二斜拉杆设置在六层至七层 5.2竖向地震反应谱分析与内力 由于悬挑长度较大，设计时应考虑其竖向地震作用影响，分别采用ETABS（反应谱）和PKPM的简化 算法进行比较.

ETABS软件采用的竖向反应谱曲线，其形式与水平反应谱一致，仅是将竖向地震影响系数 最大值取为水平方向的65%，即0.65x0.08=0.052（小震），0.65x0.23=0.1495（中震）.

从计算结果可以看到， 竖向振型的周期均位于地震影响系数曲线的平台阶段.

) ED CZ XC1 -3 CKZT 图6拉杆编号示意图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 下表为ETABS软件计算得到的竖向地震下的斜拉杆内力（编号位置见图6）： 表2ETABS斜撑计算内力（表格中的内力为轴力标准值，单位KN） 荷载工况 XC1 XC2 XC3 XC4 重力荷载代表值 1620. 19 1860. 12 3393. 14 752. 95 小 竖向地震作用 47. 44 48. 29 93.51 69. 48 震 竖向地震/重力荷载代表值 0.03 0.03 0.03 0.09 中 竖向地震作用 136. 38 138. 82 268 85 199. 75 震 竖向地震/重力荷代表值 0.08 0.07 0.08 0.27 XC1~XC4采用相同的截面、材质.

从计算结果看到，在竖向中震作用下，拉杆XC1、XC2、XC3轴力标 准值与重力荷载代表值的比约为8%，XC4的竖向地震作用与重力荷载代表值之比为0.27.

作为对比，下表为PKPM软件采用规范简化方法计算得到的拉杆内力： 表3PKPM规范简化方法计算内力（表格中的内力为轴力标准值，单位KN） 荷载工况 XC1 XC2 XC3 XC4 竖向地震作用（中震） 338 90 336. 20 566. 70 260. 20 对比可见，PKPM软件采用规范简化方法计算得到的竖向地震作用，比ETABS软件的结果偏大.

因此， 对拉杆进行中震不屈服承载力验算时，使用PKPM的计算结果（包含竖向地震作用）是可行的，偏于安全 的.

5.3立面大悬挑结构舒适度评估 ETABS软件无法进行仅包含竖向振动分量大动力特性分析，计算时按考虑三向振动进行分析，包含x、 y、z轴以及绕x、y、z轴共六个方向.

根据各阶振型质量参与系数，可判断结构各模态的主振动方向.

在所计算的全部75个振型中，含27个竖向振型.

其中，大部分振型为楼板的局部竖向振动、悬挑钢梁的 局部振动：大跨悬挑处的整体竖向振型为第38、49振型（图7和图8）.

图7振型38-沿轴线2-A”立面 图8振型38-沿轴线2-3”立面 第38阶振型周期为0.2425s，第49阶振型周期为0.2239s：其竖向振动频率均大于4Hz，满足《高层
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5.4立面大悬挑结构抗连续倒塌分析 整体大悬挑的存在，导致结构余度降低，遭受意外破坏情况时结构的安全可靠性能得不到保证.

参 考美国公共事务管理局（GeneralServiceAdministration）制订的“GSA导则”及我国《高层建筑混凝土结 构技术规程》，采用转变传力途径法，即拆除构件法进行抗连续倒場分析.

在本工程中，以支撑大悬挑楼面的钢管拉杆为关键构件，假定4根越层拉杆均因突发事故作用而失效 （图9），在重力荷载作用下转变传力途径进行结构内力重分布弹性静力分析，由此验算结构悬挑端悬挑钢 梁、钢柱的截面承载能力.

根据《高规》的规定，构件截面承载力计算时，混凝土强度可取标准值：钢材强度，正截面验算时， 可取标准值的1.25倍，受剪承载力验算时可取标准值.

仍然采用SATWE软件进行分析，在原有结构模型 中拆除4根拉杆，并人工定义上述荷载组合（图10），进而得到悬挑端钢梁、钢柱的荷载效应设计值.

人 工定义荷载组合如下图7.4.9.1所示，计算模型三维示意图如下图7.4.9.2所示.

组合号 1 活 3向同驰T向风乾 -0. 200 0.000 3 0.400 00P 0.000 0 000 0.200 0.2 图9用于验算抗连续倒場三维模型图 图10人工定义荷载组合 表4关键构件抗连续倒塌分析（轴力受拉为正，单位KN.mKN） 构件 四层 五层六层七层屋顶 构件 四层 五层 六层 七层 屋顶 内力 M 1287 1443 1393 1419 1240 M 1386 1454 1420 1419 GKL1 V 426 495 474 488 415 GKL4 334 356 346 348 358 应力 正应力 0.65 0.74 0.71 0.72 0.63 正应力 0.71 0.74 0.72 0.72 0.71 比 剪应力 0.28 0.33 0.32 0.33 0.28 剪应力 0.22 0.24 0.23 0.23 0.24 内力 M 858 925 907 918 909 M 1354 783 858 1363 GKL.2 V 236 255 250 254 266 GKZ1 N 16 88- 66 -111 应力 正应力 0.43 0.47 0.46 0.47 0.46 正应力 0.63 0.35 0.36 0.61 比 剪应力 0.16 0.17 0.17 0.17 0.17 稳定 0.00 0.29 0.30 0.53 内力 M 1619 1760 1714 1749 1589 M 1874 1047 1061 1837 GKL3 V 410 460 445 457 417 GKZ2 3 48 74 -114 应力 正应力 0.82 0.90 0.88 68°0 0.81 正应力 0.90 0.50 0.50 0.86 比 剪应力 0.22 0.25 0.24 0. 25 0.22 稳定 0.00 0.40 0.41 0.72 从验算结果看出，考虑钢材强度修正后，当斜拉杆退出工作后，钢梁的最大正应力比为0.90，最大剪 应力比为0.33：钢柱最大正应力强度比为0.90，最大稳定应力比为0.72.

当斜拉杆失效退出工作后，结构悬挑端将会形成空腹桁架受力机制，使悬挑端钢梁、钢柱形成整体受 力体系，确保了钢梁、钢柱的承载能力.

且经过对比分析，立面钢柱抗弯刚度越大，越有利于空腹桁架发

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层建筑钢结构基于性能的抗震设计研究 蔡辉1徐其功12李争鹏3 （1.广州市住宅建筑设计院，广东广州51000；2.广东省建筑科学研究院，广东广州510502： 3.华南理工大学土木与交通学院，广东广州510640） 提要：主要介绍性能设计的基本概念：对比我国与美国相关规范中性能设计的描述，并总结各自的特点与不足： 引出在编广东省标准《钢结构设计规程》中性能设计相关内容，针对某工程选取在编规程的性能目标D，结合 Midas-Building和Perform-3D判断满足常规设计的结构在中震和大震作用下是否满足相应的性能水准要求.

关键词：钢结构：性能设计：Perform-3D：性能水准 1前言 基于性能的抗震设计，简称性能设计，是评估高层或超高层结构、超限结构的新一代方法，中美规 范关于性能设计都有相关阐述.

在给定的地震设防水准下，建筑物的性能用性能水准来表示.

性能水准 表示建筑结构在特定设防地震作用下所达到破坏的最大程度，性能目标是在不同设防地震水平下，建筑 物所应达到的性能水准，性能目标是地震设防水准和性能水准的组合，在国内外规范中给出了不同的几 种的组合.

文献提出了与我国国情相适应的基于性能的抗震设计方法与建议，但是就性能设计整体水平 而言与一些国家相比仍显初级，尤其是对于钢结构的性能设计，尚未有相关规范作出规定.

2各规范关于性能设计的描述 2.1抗震规范与高层规范中的性能设计 《建筑抗震设计规范》GB50011-20102（以下简称抗规）将性能水准分为五个等级：基本完好（含 完好）、轻微损坏、中等破坏、严重破坏和倒塌.

性能目标分为四个等级：性能1、性能2、性能3和性 能4.不同性能要求的参考指标分为承载力参考指标和层间位移参考指标，抗规是从两个角度来评判性能 水准的：局部构件和结构整体.

为了使结构构件实现抗震性能要求，抗规以承载力控制局部构件，以层 间位移控制整体结构，抗规的性能设计侧重于通过提高承载能力而推迟结构塑性阶段，以减少塑性变形， 在必要的时候提高结构的刚度以满足使用功能上的变形要求.

《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-201031（以下简称高规）将性能目标分为A、B、C、D，性 能水准分为1、2、3、4、5.

并给出了各性能目标在各地震动（小震、中震、大震）作用下的性能水准 描述.

高规要求指定构件类型，包括关键构件、普通竖向构件、耗能构件、大跨度结构和水平长悬臂构 架中的关键构件.

其中关键构件是指该构件的失效可能导致结构的连续破坏或危及生命安全的严重破坏 的构件：普通竖向构件是指关键构件之外的竖向构件：耗能构件包括框架梁、剪力墙连梁及耗能支撑等， 且高规对各个类型的构件给出了相应的计算公式.

与过去的“小震不坏，中震可修，大震不倒”这种单一的性能目标不同，现行规范对性能设计的内 容比之前有所改善，不仅多种性能目标可以选择，而且对各个性能水准的描述也够具体.

抗规和高规的 主体思想大致相同，对构件的性能水准采用承载力来控制并给出了相应的计算公式，对结构整体采用的 层间位移控制，但是抗规和高规关于性能设计有一些不同点： 作者箕介：蔡絮（1989一），男，土木工程硕土，助理工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 （1)抗规中的性能目标和性能水准主要针对对象是结构整体，而高规在这方面主要的针对对象是结构 构件.

（2）抗规中的承载力公式没有分类，对构件采用相同的公式.高规对不同构件提出了不同的性能水 准，依据构件的重要程度分成关键构件，普通竖向构件和耗能构件等.

（3）抗规对于各个性能水准下的层间位移限值给出了明确的数据，而高规对层间位移限值并没有详细 给出.

（4）抗规的不同性能水准下的计算公式大致上是以材料的设计值、标准值和极限值来区别的，但是对 于构件进入屈服以后还是以承载力来控制，而高规则对构件进入屈服后没有相应的验算方法.

两本规范对于性能设计的内容比之前有很大的提高，但是存在的最大的问题就是对于构件屈服以后 性能水准的描述.

此外，这两本规范最主要是针对混凝土结构.

1.2美国规范中的性能设计 本文所说的关国规范指的是FEMA3564和ASCE41-06，它们对性能设计的内容基本相同，并且对 结构构件和非结构构件的性能水准及其相对应的性能指标都有描述，这里只讨论结构构件的性能设计.

根据FEMA356中的描述，结构性能划分为立即使用（ImmediateOccupancy S-1），损伤控制范围 （Damage Control Range.S-2），生命安全（Life Safety S-3），有限的安全范围（Limited Safety Range S- 4)，防止倒塌（Collapse Prevention S-5），不考虑（Not Considered S-6）六个性能水平.

其中 S-1、S-3、 S-5、S-6为大部分结构常用的性能水平，而S-2、S-4有其他要求的用户进行特殊定制的建筑物性能水平 范围，并且对立即使用（简称IO）、生命安全（简称LS）和防止倒塌（简称CP）的性能状态有详细的 描述.

立即使用：建筑功能在地震中和地震后能够继续保持，结构没有发生损害或者发生轻微的损害.

因 结构损伤对结构对于人的生命安全和财产损失造成威胁的概率非常低，不需要修理建筑便可继续使用.

生命安全：建筑功能在地震中和地震后造成了明显损害，主体结构有较重破坏但不影响承重.

地震 时可能会造成人员的受伤，但总的来说由于结构损坏而对人员生命安全造成威胁的概率较低.

建筑需要 重新使用，必须要重新修理.

防止倒塌：建筑功能基本上丧失，主体结构受到了严重的破坏，但不至于倒塌.

震后修理难度非常 大，或者经济上不允许，不建议继续使用.

of 2 of 2 3 of Qy 1 2 3 d e 9 第1型曲线 第2型由线 第3型由线 图1力一变形曲线的三种类型 （1)构件的力-变形曲线满足第1型曲线： (2）构件的力-变形曲线满足第2型曲线： e≥2g一主、次要构件均为变形控制： e<2g一主、次要构件均为力控制； (3）构件的力-变形曲线满足第3型曲线： 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 主、次要构件均为力控制. 此外在ASCE41-06中指出，对结构侧向刚度有较大影响的构件，或者在结构侧向变形下要承受 或，可用标准化的力-变形曲线表达，如图2所示. Q 1o LS 1.0 c D 4 =0 0或△ 变形成变形比 图2标准化力-变形曲线 图3力-变形曲线表示的结构性能水准 对于“立即使用”性能水准，要求主要和次要构件的变形仅可以少量超过屈服变形或者发生可见的 破坏，并且小于极限强度对应的塑性变形（图3中C点）的0.5倍. 对于“生命安全”性能水准，要求主要构件的变形可以大幅超越屈服变形，但需小于0.75倍极限强 度对应的变形（图3中C点），次要构件则允许突破强化段，需小于0.75倍破坏变形（图3中E点）. 对于“防止倒塌”性能水准，要求主要构件可以达到极限强度但小于0.75倍破坏变形（图3中E 点），次要构件则允许构件达到其破坏变形（图3中E点）. 1.3在编广东省《钢结构设计规程》中的性能设计 在编的广东省标准《钢结构设计规程》（以下简称广钢规）中的性能设计是在我国的抗规、高规以 及美国规范中取长补短成立的. 对钢结构的性能水准判定，借鉴高规的判定方法，力控制的抗震承载力 基本上是以高规为准，层间位移角限制是以抗规来确定. 对于进入屈服的构件是以变形来控制，主要的 依据是关国规范的主体思想. 与高规一致，在编的广钢规中结构的性能目标分为四个等级分别为A、B、C和D，抗震性能水准分 为1、2、3、4、5五个性能水准，各个性能目标都对应着一组指定的结构抗震性能水准. 对不同性能水 准下的结构设计如下所示： （1)第1性能水准的结构，应满足弹性设计要求，满足弹性层间位移角的限值. 在多遇地震作用下， 按常规设计，其承载力和变形应符合本规范的有关规定：在设防烈度地震作用下，结构的抗震承载力应 满足S≤R1E （2)第2性能水准的结构，基本处于弹性状态，层间位移角可略大于弹性位移限值，耗能构件的变形可 少量的超过弹性变形. 在设防烈度地震或预估的罕遇地震作用下，关键构件、普通竖向构件的抗震承载 力及耗能构件的力控制效应的承载力宜满足ySgYaSY≤R/7：耗能构件变形控制时 承载力应满足SS0.4S≤R (3)第3性能水准的结构应进行弹塑性分析，层间位移角不大于2倍弹性位移限值. 在设防烈度地震 或预估的罕遇地震作用下，关键构件力控制效应的承载力应满足ySYYE≤R/7kE； 关键构件的变形控制效应的承载力以及普通竖向构件、耗能构件的力控制效应时的承载力应满足式 SS0.4S≤R、Sa0.4SS≤R. 部分普通竖向构件及耗能构件的变形控制效应进入 屈服阶段，普通竖向构件的塑性变形小于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）的0.5倍. 耗能构件 的塑性变形小于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）的0.75倍. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 （4）第4性能水准的结构应进行弹塑性分析，在设防烈度地震作用下层间位移角不大于3倍弹性位移 限值（性能目标D），在罕遇地震作用下层间位移角不大于4倍弹性位移限值（性能目标C）. 设防烈度 地震或预估罕遇地震作用下，关键构件力控制效应承载力应满足ySg7BY≤R/YnE，关 键构件变形控制效应、普通竖向构件、耗能构件力控制效应承载力应满足SS0.4S≤R、 S0.4SS≤R. 部分普通竖向构件及耗能构件的变形控制效应进入屈服阶段，普通竖向构件 的塑性变形小于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）的0.75倍. 小部分耗能构件允许出现较为严重 的破坏，塑性变形小于最大塑性变形（图2中E点）的0.75倍. （5)第5性能水准的结构应进行弹塑性分析，层间位移角满足弹塑性位移限值. 在预估的罕遇地震作 用下，构件的力控制效应的抗震承载力宜满足式SS0.4S≤R、S0.4SS≤R. 较 多的竖向构件进入屈服阶段，塑性变形应不大于最大强度对应的塑性变形（图2中C点）：允许部分耗 能构件发生比较严重的破坏，塑性变形应小于最大塑性变形（图2中E点）. 广钢规对钢结构的性能设计有很好的阐述，规范中不仅像高规一样将构件分为关键构件、普通竖向 构件和耗能构件，而且分别对这三种不同的类型的构件用不同的控制指标. 对未屈服的构件，分为力控 制效应的承载力和变形控制效应的承载力，而对已经进入屈服的构件，也给出了明确的变形值. 所以这 本规范的性能设计对各个性能水准的描述是“双控制”即力控制和变形控制. 3工程案例 本工程结构体系为框架核心筒，外围是钢框架，内筒是中心支撑组成的抗侧力体系. 结构模型的总 高度为155.2m，如图4所示. 抗震设防烈度8度，设计基本地震加速度0.20g，设计地震分组第三组， 场地类别111，丙类建筑，结构重要性系数为1.0. 图4工程结构模型示意图 3.1弹性时程分析与反应谱分析 按照抗规，选取三组加速度时程曲线一一两组天然波和一组人工波. 天然波选取EICentroSite波 （简称EI-cent波）和SanFernando波（简称Sanfer波），人工波是由软件SIMQKE生成. 图5是将三条波在 本工程对应的多遇地震作用下未调幅的时程数据，三条地震波与反应谱影响系数的对比如图6及表2所示. 112 - (a) EI-cent 波 (b)Sanfer 波 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0.35 03 设计谱 ..-El cent . sanfer波 人工波 0.05 2周碘(秒) 6 （c）人工波 图6三条地震波与反应谱影响系数的对比 图5三条地震波 表1结构主要振型周期点上的地震影响系数误差 阵型 影响系数误差（%） EI-cent 波 Sanfer 波 人工波 平均 1 12.6 48. 3 17.1 14.6 2 0.9 37.2 22.0 4. 6 3 11.5 28. 4 9.2 8. 7 由上可以发现，在结构主要振型的周期点上，这三组地震波地震影响系数的平均值与振型分解反应 谱相差不大于20%，满足规范在选择地震波关于影响系数方面要求. 在主要的结构计算方向上，由多组地震波计算的结构基底剪力平均值不应小于振型分解反应谱法计 算结构的80%，同时多组地震波的平均值也不应大于120%. 此外，每条地震波的计算结果不应小于65%也 不应大于135%. 由表2知，基底剪力也满足要求. 表2基底剪力的对比（单位：kN） 方向 反应谱 EI-cent 波 Sanfer波 人工波 平均 x 6159.5 5310.1 86.2% 5613. 1 91. 1% 6039. 9 98.1% 5654.4 91.8% Y 5910. 4 6079. 0 102. 9% 5323.0 90. 1% 5480.7 92. 7% 5627.6 95. 2% 弹性时程分析时输入上述三条地震波，沿着X和Y向分别输入，由于地震波有往复性，把每个楼层层 间位移角绝对值最大值记录起来，最后将弹性时程分析法得到的层间位移角与反应谱法得到的进行对比： 在X方向，三条波的层间位移角的最大值分别为1/373、1/413和1/316，最大值1/316比反应谱法的1/338 稍大：在Y方向，三条波的层间位移角的最大值跟别为1/382、1/436和1/298，最大值1/298比反应谱法的 1/284稍小. 总之，三条波在X和Y方向的层间位移角均满足规范在弹性设计中限值1/250的要求. 3.2性能分析 对上述工程进行性能分析，使用广钢规中的方法，采用层间位移角控制整体，采用承载力和变形控制 局部构件. 对本工程，高度未超过A级高度以及结构较规则：常规设计时，结构的层间位移角较接近规 范弹性设计的限值，综合考虑建筑的使用功能要求，选择性能目标D. 工程中没有构件定义为关键构件， 框架柱为普通竖向构件，框架梁为耗能构件，支撑为普通竖向构件. 上节中所选地震波已满足弹性时程 的要求，并且地震波的峰值加速度为0.0714g，在中震和大震做弹塑性时程分析，分别将已选的三条波调 幅且调幅后的峰值加速度分别为0.20g和0.408g，下面将对结构整体和局部构件分别验算. 对于性能目标D，在中震作用下层间位移角不宜大于3倍的弹性位移角限制，在大震作用下层间位移 角要满足弹塑性位移角限值. 对于钢结构中震和大震的层间位移角限值分别为1/84和1/50. 本工程经验算X方向中震地震波中的最大层间位移角分别为1/94、1/133、1/92，Y方向中震地震波 中的最大层间位移角分别为1/104、1/135、1/95，均小于限值1/84：X方向大震地震波中的最大层间位 移角分别为1/59、1/82、1/54，Y方向大震地震波中的最大层间位移角分别为1/55、1/83、1/57，均小

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢筋混凝土梁挠度计算方法研究 蔡国强 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司PKP设计软件事业部，北京100013) 摘要：简要介绍了国内外规范钢筋混凝土梁挑度计算公式的原理及PKPM施工图程序对我国规范公式的程序实 现.

用一个简单实例对程序计算结果进行了分析，并对相关常见问题进行了讨论.

新版施工图程序PAAD 开发了新的计算程序，其计算方法更合理，计算结果更准确.

关键词：钢筋混凝土梁：捷度： Calculation method of deflection of reinforced concrete beam Cai Guoqiang (China Academy of Building Research CABR Technology Co. Lad. PKPM Design Software Department Beijing 100013 China) Abstract: Briefly introduced the calculation method of deflection of reinforced concrete beam and the program realization by PKPM. The calculation results were analyzed and the mon problems of the PKPM construction drawing program to calculate the deflection were discussed. The construction drawing program PAAD developed a new calculation method whose is more reasonable more accurate results. Keywords: reinforced concrete beam; deflection 0引言 我国现行混凝土结构设计规范采用以概率理论为基础的承载能力极限状态和正常使用极限状态的设 计方法.

承载力极限状态验算保证结构的安全性，正常使用极限状态验算保证结构的适用性和耐久性.

下 面简要介绍钢筋混凝土梁挠度计算的原理及PKPM的程序实现及结果分析，并简单给出了减小浇度的措施.

1混凝土梁挠度计算方法简介 材料力学中，理想匀质弹性材料梁，挠度的计算公式为： f=s M1 EI (1) 但钢筋混凝土梁的挠度计算并不能直接使用上述公式.

这是因为混凝土的变形模量不是常量，且钢筋 混凝土梁随着受拉区裂缝的出现和开展，截面的惯性矩不断减小，也不是常值.

此外，混凝土具有收缩、 徐变的特性，在荷载长期作用下浇度将进一步增大.

因此，钢筋混凝土梁的计算需解决两个问题：短期刚 度的确定及荷载长期作用下挠度的增大.

对普通钢筋混凝土构件的挠度计算，国内外学者进行了大量研究，并提出了不少挠度计算方法，主要 有：有效惯性矩法、刚度解析法、曲率积分法以及直接双线性法.

作者简介：蔡国强（1976一），男，博士，副研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 美国规范ACI318-08的刚度计算方法采纳的是有效惯性矩法，其主要思想采用一个介于未开裂和全开 裂之间的刚度值作为短期刚度： M 11- M.

= (M） ≤1 M. (2) 曲率积分法是通过计算构件的曲率而得到挠度值，被俄罗斯标准所采用： f={M {} dx (3) 其中，构件总曲率的计算分别考虑了受拉区无裂缝和有裂缝的情况.

直接双线性法的主要思路是先分别计算出无裂缝状态和全裂缝状态下的曲率，再用插值公式计算出其 中带裂缝状态下的曲率，并通过考虑徐变收缩对曲率的影响，然后用数值积分法分别计算出收缩变形产生 的挠度和荷载作用产生的浇度，取两者之和便得到最终的浇度.

欧洲规范采用此种方法计算挠度： （5-1）²5= (4) 我国规范采用刚度解析法来计算短期刚度，其公式是根据国内外大量试验所证实的平均应变符合平截 面假定这一事实推导出来的².

在推导过程中，受拉钢筋的平均应变6=WM/EAmh.

考虑了裂缝间 受拉混凝土工作对钢筋变形的影响，其中W为钢筋应变不均匀系数：受压混凝土边缘纤维平均应变 6=M/CbhE.考虑了出现裂缝后受压区混凝土工作特点和弹塑性性质以及压应变沿构件纵向分布不 均匀影响，其中为混凝土受压区边缘平均应变综合系数.

短期刚度B.

的计算公式可由@= 1MK rB （平衡条件）、= =m （几何条件）推导而得： rh B =- EAh E Ah² (5) 1.15y 1 3.5y 式（5）即为混凝土结构设计规范钢筋混凝土梁的短期刚度计算公式，公式分母第一项为考虑受拉钢筋平 均应变的影响，第二项为考虑受压混凝土平均应变的影响.

由式(5)可以看出，钢筋混凝土梁的短期刚度与截面弯矩相关.

因为梁在跨度范围内各正截面弯矩是不 等的，故各截面短期刚度也不相同.

为简化计算，规范规定在等截面构件中，可假定各同号弯矩区段内的 刚度相等，并取用该区段内最大弯矩处的刚度.

当计算跨度内的支座截面刚度不大于跨中截面刚度的两倍 或不小于跨中截面刚度的1/2时，该跨也可按等刚度构件进行计算，其构件刚度可取跨中最大弯矩截面的 刚度.

因为弯矩最大处的截面刚度最小，故规范的这种处理通常称之为最小刚度原则.

按最小刚度原则计 算受弯构件的挠度可理解为偏安全，且误差一般不超过5%.

另外，一般情况下梁剪力将产生一定的剪切 变形，这将增大受弯构件的挠度，因此按最小刚度原则进行计算也比较符合实际情况.

由于徐变和收缩等原因引起的荷载长期作用下的变形增大，我国规范用长期挠度增大系数来体现.

由 于GB50010-2002规定，受弯构件的最大挠度应按荷载效应的标准组合并考虑荷载长期作用影响进行计算， 故需将挠度计算分为两部分：第一部分是由准永久值M.

产生的挠度，此部分需考虑长期挠度增大：第二 2
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 部分为(M-M.

)产生的烧度，此部分不需考虑长期挠度增大，即f=S一 .

[3] B B 考虑到真正工程中的实际结构变形远小于基于试验室研究计算公式的结果，及实际工程中构件的支座约束、 双向作用、拱效应和非结构层的实际抗力等因素，通过工程调查和试验分析，GB50010-2010对钢筋混凝 土受弯构件的变形验算方法进行了修正，采用荷载的准永久组合进行挠度计算.

因此，钢筋混凝土受弯 构件挠度的计算公式统一为 ，长期刚度B=B/9.

规范根据国内长期试验结果并参考国 外规范规定，给出长期挠度增大系数的计算公式：[ 0= 2.00.4 (6) p 综上所述，对于钢筋混凝土受弯构件挠度的计算，中国规范采用基于平截面假设的刚度解析法来计算 短期刚度，公式的推导是比较严密的，且有可靠的试验根据.

由于短期刚度与截面弯矩相关，规范采用最 小刚度原则进行简化计算，这种处理方法误差小、偏安全，符合实际情况.

对于荷载长期作用下的变形增 大，规范用长期挠度增大系数来体现.

2混凝土梁挠度计算PKPM程序实现 PKPM程序分别计算了弹性挠度及长期挠度，前者在计算软件（SATWE、PMSAP）中计算，后者在施 工图程序中计算.

计算软件是有限元空间结构分析程序，经由有限元分析后，即可得到节点位移及梁单元的挠度变形.

需注意，这里给出的计算结果为弹性挠度，即按照构件弹性刚度计算出的理论值.

因此，此值不可用作规 范要求的正常使用极限状态的浇度验算.

CFG版梁施工图程序承接计算软件内力分析结果，对每一跨梁计算长期刚度，然后用分段图乘的方法 计算出长期挠度.

程序具体的计算步骤为： （1）从计算软件读取单工况梁跨恒载、活载、温度荷载作用下的弯矩，并按照设计师给出的活荷载 准永久值系数进行荷载组合，得出准永久组合下的梁跨弯矩： （2）将梁跨分为左、右负弯矩区段及跨中正弯矩区段，分别找到每个区段的最大弯矩值，再根据截 面的实配钢筋等相关参数计算短期刚度、长期刚度.

如果为悬臂梁，则取悬臂根部截面计算短期、长期刚 度： （3）取梁跨长度的简支梁为虚拟状态，求得虚拟状态弯矩，再用分段图乘的方法求得梁跨的挠度.

从上述计算步骤可以看出，CFG版施工图程序用荷载的准永久组合，按“最小刚度原则”分区段计算 长期刚度，并采用结构力学图乘法计算挠度值.

3CFG版施工图程序挠度计算结果分析 下面用一个简单的例子对施工图挠度计算进行校验并对计算结果进行分析.

如图1所示模型，纵向跨度9m，横向跨度6m，无楼面荷载，梁上施加10KN/m均布恒载， 无活载作用，不计自重.

4号梁截面尺寸300mm×500mm，C30混凝土，两端铰接，梁施工图中，4号梁 3
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 的长期浇度为10.9mm.

图1模型透视图 图2构件编号简图 2 图3梁施工图挑度计算结果（mm） 因结构布置及荷载对称，故4号梁可看作是受均布恒载的简支梁，其跨中挠度的理论弹性解： f= 5gl = 3.857×10²m 384 EI (7) 由梁长期挠度的推导过程可知，若梁跨内各截面的长期刚度相等，则可将弹性挠度乘以EI/B，即可 得到长期挠度.

因简支梁只有正弯矩区段，故4号梁满足将弹性挠度转化为长期挠度的条件.

查看4号梁的挠度计算书，可知： EI = 43.75 ×10° (KN m²) (8) B= 15.3×10²(KNm²) (9) EI = 11.029×10-²m (10) 与CFG版施工图程序的计算结果10.9mm基本吻合.

分析其与理论值的误差来源，是因为计算软件计 算得到的梁的弯矩图是离散的点连接成的折线图，而理论弯矩图是二次曲线.

因此，CFG版施工图程序计 算出的长期挠度略小于理论值.

另外，由式（11)所示的位移计算公式可知，精确的位移计算应包括弯矩项、轴力项、剪力项、温度引 起的弯矩、轴力项，以及支座位移.

= WN EA GA
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 对于跨高比较大且以弯曲变形为主的梁，轴力、剪力产生的位移可忽略不计：温度产生的弯矩项，由 计算软件计算出温度单工况下的弯矩后，已考虑在准永久组合弯矩中：对于支座位移，CFG版程序目前并 没有考虑，所以无法得知梁的总竖向位移，计算出的结果是相对于支座的位移.

4PKPM施工图挠度计算常见问题解析 （1）施工图程序按照单跨简支梁计算挠度，与实际结构中多跨连续梁受力状态不一致：施工图程序 未考虑交叉梁系彼此之间的支承作用，计算结果偏大.

这种看法是不正确的.

因为CFG版施工图程序接力计算软件整体分析结果，计算所使用的单工况弯矩 均为空间分析结果，考虑了交叉梁系彼此之间的支承作用.

单跨简支梁只是在图乘法计算时选用的虚拟结 构.

（2）施工图程序未考虑支座节点位移，梁挠度计算结果不准确.

CFG版施工图程序计算梁的挠度，确实没有考虑因支座节点位移产生的梁的位移，但一般情况下，梁 的浇度是指梁内节点绝对位移与梁端节点绝对位移的差值，即浇度是梁内节点相对于梁端节点的相对位移.

（3）施工图程序计算交叉梁系时，纵向梁与横向梁挠度在交叉点不一致，与实际的变形协调不一致.

由前述长期挠度的计算原理可知，CFG版施工图程序计算挠度时采用的弯矩取自变形协调的弹性分析 阶段，但长期刚度的计算公式并不完全是基于弹性理论的.

因此，当梁进入开裂阶段刚度发生变化时，梁 内力将发生变化，由此产生的计算误差导致了梁系交叉点出现挠度不一致的情况.

5Autocad版施工图程序（PAAD）挠度计算 为弥补原CFG版施工图程序挠度计算的不足，PAAD程序开发了新的计算方法，其计算方法更合理， 计算结果更准确.

其计算原理如下： 首先，按照梁的弹性刚度计算出内力并进行配筋，再按照规范公式计算梁的短期刚度，对于有正、负 弯矩区段的梁，用加权平均的方法确定整段梁的短期刚度.

其次，在结构上施加准永久荷载，使用上一步计算得出的短期刚度作为梁的刚度，进行结构力学有限 元分析.

用求得的短期刚度下的弯矩及实配钢筋，可再次计算出梁的刚度.

再次，对第二步进行选代，直至求出收敛的内力和短期刚度.

最后，将收敛时的位移再乘以长期挠度增大系数9，就得到了梁的长期挠度.

此种方法的优点在于用选代的方法准确计算了梁在开裂阶段的内力及短期刚度，再考虑长期挠度增大 因素，符合规范规定，可保证梁系交叉点挠度一致.

6结语 综上所述，CFG版梁施工图程序接力计算软件整体分析结果，用荷载的准永久组合，按“最小刚度原 则”分区段计算长期刚度，并采用结构力学图乘法计算挠度值.

但是，由于没有考虑支座位移，所以无法 得知梁的总竖向位移，计算出的结果是相对于支座的位移.

另外，由于图乘时采用的是弹性阶段弯矩，当 梁进入开裂阶段刚度发生变化时，梁内力将发生变化，由此产生的计算误差导致了梁系交叉点出现挠度不 一致的情况.

新版施工图程序PAAD用选代的方法准确计算了梁在开裂阶段的内力及短期刚度，符合规范规定，可 5

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 浅论八度设防区高宽比对高层 剪力墙结构的影响 蒋黎 云南省设计院集团，昆明650032 摘要：高宽比是结构抗侧刚度、整体稳定、承载能力和经济合理性的宏观控制指标，以等效宽度合理指标控制高宽比， 八度区高宽比不应大于7.0. 关键词：八度区：剪力墙结构：高层建筑：结构设计：高宽比不规则：隔震：高烈度 1引言 随着高层建筑及高层住宅建筑的大量新建，建筑体型越来越新颖，“超薄建筑”也随之大量涌现.

地 产项目的住宅商品越来越推崇居住品质，从建筑户型上来讲板式住宅由于其通风采光等优势成为地产项 目的一股潮流.

但随之而来的就对建筑的进深提出越来越严苛的要求，建筑高宽比也随之不断攀升，这 给结构设计带来了很多困难.

本文结合笔者的几个工程案例，对8度区普通高层剪力墙结构设计与高宽 比的关系，进行如下粗浅的分析.

2规范要求 建筑结构应具有充分的刚度，在高层建筑设计中，侧向刚度为主要考虑的因素，这是因为必须限制 水平位移，防止产生二阶P△效应使建筑失稳，另外必须控制位移在一个相当小的范围内，使结构处于 弹性状态工作.

结构必须具有充分的刚度，避免柔性状态工作以致使建筑过于敏感.

抗侧刚度的主要控 制参数，我国有关规范均采用控制层间位移角来实现（即层间最大位移与层高之比）.

而层间位移的控 制就是对构件的截面大小、刚度大小、抗侧构件的设置，如平面的设置（框架跨数、剪力墙间距长度） 等，竖向的设置（高度、层数、层高），这样就关联到了整个建筑的高宽比这样一个宏观控制的相对指 标.

高层建筑混凝土结构技术规程规定：A级高度钢筋混凝土高层建筑结构的高宽比不宜超过表 4.2.3-1的数值：B级高度钢筋混凝土高层建筑结构的高宽比不宜超过表4.2.3-2的数值.

作者簧介：蒋擎（1983）.男、本科，工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表4.2.3-1A级高度钢筋混凝土高层建筑结构适用的最大高宽比 抗震设防烈度 结构体系 非抗震设计 6度、7度 8度 9度 框架、板柱-剪力墙 5 4 3 2 框架-剪力墙 5 5 4 3 剪力墙 6 6 5 4 简中筒、框架-核心筒 6 9 5 4 表4.2.3-2B级高度钢筋混凝土高层建筑结构适用的最大高宽比 抗震设防烈度 非抗震设计 6度、7度 8度 8 7 6 我国现行的结构设计规范《建筑抗震设计规范》，并无高宽比限值，而《高层建筑混凝土结构技术 规程》对高层建筑规定，均没有把高宽比作为一项强制限制指标，是“适用的最大高宽比”，即当高宽 比超过这个规定值时，规程中的内容不一定完全适用，需经设计人员采取一定的措施，通过计算、构造 来满足有关要求，以保安全.

高层板式建筑（住宅或酒店），从使用角度而言，其合理最大进深一般为15～ 16m 8度设防区当结构高度接近或超过100m，必然带来高宽比接近或超过限值的间题.

高宽比可以作为一 个宏观控制指标对结构形体的合理性作一个初步判断.

在特定的建筑形体要求下，高宽比指标接近或超过 限值时，可结合层间位移角、刚重比等计算指标对结构进行较精确的综合分析.

3高宽比计算方法 高宽比计算方法统一采用结构竖向构件外轮廊（不包含出挑部分），求此范围最小回转半径i，高 宽比=H/3.5i.当体型为规则标准平面，3.5i=最小投影宽度.

4工程案例分析 4.1案例一：昆明某酒店（8度，0.2g，第三组，二类场地，总层数31层）原设计结构平面布置为 L=51.95m，B=17.75m.

本文分析将进深B不断收进，通过对不同进深的结构进行计算，找出其变化的规 律.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 51950 外宽由17.75m基至16.00m.15.00m.14.00m.13.00m12.00m 结构布置包括剪力境长度、厚度、深截面）完全相同 结构外轮廊 截面性质 B=17. 75m B=16. 00m B=15. 00 B=14. 00m B=13. 00m B=12.00 结构高宽比 H/B (H均为 5.59 6. 21 ↑ 6.62 7. 09 ↑ 7. 63 ↑ 8.28 ↑ 99. 30n) 外轮廊截面 2. 42x10° ↓ 1.77x10* ↓ 1. 46x10” ↓ 1. 18x10 ↓ 0. 95 x 10 ↓ 0. 75 × 10* 惯性矩Iy M' M' M' 外轮廊截面 2.7x10′² ↓2.2x10 ↓ 1. 9x10 ↓ 1. 68x10 1 1. 46x10” 1. 25x10° 抵抗矩Wy M’
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 B=17.75m B=16. 00m B=15. 00s B=14. 00m B=13. 00m B=12. 00m Y向最大层 1/1145→ 1/1197 ↓ 1/1206 间位移角 提点 1/1173 ↑ 1/1129 ↑ 1/970 ↑ Y向最大层 间位移角对 18层- 21层1 22层 24层1 26层： 27层 应楼层 Y向结构项 点累计位移 70.46- 65. 69 ↓ 63. 25 ↓ 62. 84 拐点 63. 45 66. 12 (mm) 周期 B=17. 75m B=16. 00m B=15. 00 B=14. 00m B=13. 00m B=12. 00 第一平动周 2. 18 s→ 2.01 s ↓ 1.91 s ↓ 1.87s 期（y向） 扭点 1. 88 s ↑ 1.94 s B=17. 75 B=16. 00m B=15. 00 B=14. 00m B=13. 00m B=12. 00m EJd（y向弹性 等效侧移 3. 75x10 4. 24x10” ↑4.53x10” 4. 75x10" 刚度.

单位： 扭点 ↓4.6x10* → ↓ 4. 31x10 kn. n) 刚重比y向 6. 94→ ↑8.31 ↑9.39 10.45 EJd/GH**2 拐点 10. 18 ↓9.99 Fyy向底部剪 14740. 83→ 15509. 81 ↑ 15994. 39 16652. 47 力（KN） 拐点 116494. 7 ↓15860. 5 Fy/ EJd (μn-2) 3 90x10°→ ↓ 3. 65x10 ↓ 3. 53x10 3.50x10 扭点 ↑ 3. 54x10 ↑ 3. 67x10² 通过对此案例计算对比能够清楚得出：完全相同的荷载条件，完全相同的剪力墙布置，完全相同梁 系（不同的线刚度）结构布置，当B=14.00m时，对应的高宽比7.09，Y向（弱轴方向）结构刚度最大， 下面通过另一个案例对此结果进行佐证： 4.2案例二：昆明某住宅（8度，0.2g，第三组，三类场地）原设计结构平面布置为下图.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 XT 外廊千层户型一站构右置图 1:100 民影区城滩深 其余结构布置完全相网 外席平层户型二结构布置图一 1: 100 下图用影区域Y向费场厚350mm满基为500mm 其余Y厚200mm满整为300mm 其余物布夏光全相网 外路平层户型二结构布量图二 1: 100

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 8200 5600 6150 DO08 8000 2800 5600 5600 2800 8000 32800 图2.1某建筑标准层结构平面图 2.1底部拉力分析 框架柱和核心筒剪力墙在小震下各层均未出现拉力.

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)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 根据上图，中震弹性计算的最大拉应力为7.45~11.3MPa，约为2.6~3.9倍f&，拉应力较大.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 66502108953852344743624219821.610812.2 1. 11 0.369 在中震抗剪承载力计算时，因轴拉力N较大，按公式计算的抗剪承载力基本均小于0.8fAsh/s，按 0.8fAh/s取值，即已不能考虑混凝土部分的抗剪承载力.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.5大震弹塑性静力分析（Pushover） 当按小震计算配筋进行大震弹塑性静力分析时，本建筑结构底部核心筒剪力 墙较早出现开裂和屈服，并早于框架梁塑性较的出现（图2.3），制是6层以下， 且其大震弹塑性位移角不能满足规范要求.

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

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，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 同时，上部结构对沉降分析和地基反力有较大影响，可部分抑制差异沉降的产生，随着建筑高度增加， 对地基受力影响的临界高度也越高.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 压缩模量：y.为桩土共同作用的泊松比，取0.35-0.40：C为等效桩基沉降系数：n为桩数：mc为桩基沉 降修正系数，对中长桩取0.15-0.18. 2.4.1绝对沉降 绝对沉降量的产生因核心筒所承担自重较大，主要由核心筒下桩-土共同承受.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （3）剪重比 在塔楼首层，X方向的最小楼层剪力系数2.67%，Y方向的最小楼层剪力系数2.54%，满足《高层建筑 混凝土结构技术规程》JGJ3-2010在8度设防时基本周期大于5s的结构，结构任一楼层的水平地震用标准 值的剪力系数不应小于2.4%的要求，如图4所示.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 型1（直径180mm，配筋3中25）与类型Ⅱl（直径150mm，配筋3Φ22）两种锚杆形式，区域划分如图5 所示，其中阴影区域表示塔楼，①区表示荷载很小的裙房部位，②区表示荷载较大的裙房部位.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （a)双连梁 (b）单连梁 图7双连梁与单连梁耗能能力的比较 4.2双连梁等效模拟分析 在结构计算时，为了提高建模效率，可以采用抗弯刚度等效的单连梁模型代替实际的多连梁模型.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 表1给出了各对比方案的计算结果，列出了各种模型的主要特征周期、静力下的结构扭 转数值（扭转值为结构两端最大扭转值之和）以及水平地震下结构的层间位移角.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 小悬挑部分的楼板面积、加强连桥.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 力传递的可靠性，将商业层与公寓层之间楼板厚度取为200mm，配筋率为0.3%.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表首层核心简外墙W-1内力 方案修改前 方案修改后 墙胶 X向地震内力 组合内力 X向地震内力 组合内力 N M A N W V N M A N M A W-1 1639 3749 4735 注：轴力、剪力单位：kN，弯矩单位：kNm，方案修改后内力为结构润口两侧单个墙股内力.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 工图设计.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 相关规定，本工程塔楼主体结构（核心筒）高200.6米，高度超过了《高规》中规定的B级最大适用高度 是180m，属于高度超限.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 计算模型是进行大震时程反应的基础，因此，在大震弹塑性时程分析之前，首先进行了Sap模型的模 态分析，以及ABAQUS模型的模态分析，用来校核模型从Sap转换到ABAQUS的准确程度.

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

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 来计算超长混凝土结构的温度应力.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 裙房部分地上高度17.9m，南北长约185m，东西宽约90m，在二、三层及屋面均有较大开洞.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图4150天一层项楼板主应力云图 图5150天一层顶梁轴力图 图690天A-A视图柱弯矩
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图7150天A-A视图柱弯矩 根据计算结果，可知其施工模拟过程中温度应力的特点如下： 1.从后浇带闭合后的结构来说：降温时，整个框架成收缩趋势，在梁板中产生轴向拉应力，从建筑物的 端部到建筑物的中部，拉应力逐渐增大：升温时，在梁板中产生轴向压应力：由于梁和柱之间的协调变形， 使柱顶和柱底之间产生一定的位移差，产生水平剪力和弯矩，从建筑物的中部到建筑物的端部，柱的剪力 和弯矩逐渐增大至最大值.

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