第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 安徽广电新中心屋顶发射塔设计 邱仓虎李毅詹永勤 （中国建筑科学研究院，北京100013） 摘要：本工程主要介绍了钢筋混凝土超高层结构屋顶放置钢结构发射塔结构设计，钢筋混凝土主楼高238m， 钢结构发射塔高63m，发射塔与主楼动力特性差异较大，地震工况下，钢结构发射塔会有明显的鞭梢效应，本文 将钢结构发射塔钢塔置于地上（单独模型）和钢塔置于主楼结构屋顶（整体模型）分别进行时程分析，分析结果 表明，整体模型比钢塔模型杆件的地震力放大5-14倍不等.

最终钢塔结构地震力采用钢塔单独计算地震力的15 倍进行设计.

关键词：钢结构发射塔：动力特性：鞭梢效应：时程分析 近年来，随着我国经济发展，我国新建的高层、超高层建筑越来越多，同时一些高层建筑上作为装饰 的轻钢屋顶或作为功能需要的钢结构塔（如通信发射塔），一般这些钢结构都是置于高层建筑的顶上.

大 量的震害表明，当此类钢结构置于高层建筑顶时，钢结构会发生剧烈震动并产生损坏，当主楼高度较高， 这种效应会更加明显，有时候地震作用会比放置在地上放大十几倍，如果设计考虑不当，屋顶的钢结构会 出现安全问题.

1工程概况 本项目为安徽广播电视新中心一期的东区部分，主要建筑功能为广播及电视节目制作、播出和工作人 员办公等：由地上主楼，地上附楼、地下室三个部分组成.

地上主楼四十八层.

总高度：238米，为超B 级高层建筑.

建筑结构安全等级为一级，抗震设防类别为乙类.

工程抗震设防烈度为7度，基本地震加速 度为0.1g，设计地震分组为第一组，场地类别为1I类.

安徽广电中心主楼高238m，主楼采用钢筋混凝土 结构，主体结构体系采用框架-核心筒，框架柱采用型钢混凝土柱，屋顶放置了一个约63m高的钢结构发 射塔.

图1建筑效果图 图2发射塔三维图 作者简介：邱仓虎（1962-），男，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 2结构设计 钢结构放射塔平面形状为四边形，底部宽度介于7.061m~10.710m之间，钢塔高约63m，柱脚较接，钢 塔主要由五段构成，第1段为柱脚开始线性缩到6mX6m平面，高度为10m：第2段为6mX6m平面线性缩到 2.1mX2.1m，高度为13.8m：第3段为2.1mX2.1m的直段，高度为17.5m：第4段为2.1mX2.1m平面线性缩 放到750mmX750mm，高度为4m：第5段为750mmX750mm的直段，高度为17.7m.

钢塔主要构件采用圆钢管， 主要构件尺寸如下表所示： 表1主要杆件截面（mm） 名称 台酉 材质 备注 GZ1 P299X10 Q235B 无缝管 G22 P219X8 Q235B 无缝管 GZ3 P168X8 Q235B 无缝管 GZ4 P140X6 Q235B 无缝管 FG1 P140X4 Q235B 直缝焊管 FG2 P114X4 Q235B 直缝焊管 FG3 P76X4 Q235B 直缝焊管 P60X4 Q235B 直缝焊管 发射塔设计时考虑荷载工况有：恒荷载，风荷载，地震荷载，温度荷载，裹冰荷载，根据建筑结构荷 载规范和高耸结构设计规范要求进行组合设计.

其中恒荷载包括结构自重、单偶极板天线系统、UHF天线 系统，直径2m微波天线和直径3.2m的微波天线的荷载，风荷载基本风压g=0.4KN/m2，计算时取8个方 向，分别为0度，90度，180度，270度，45度，135度，225度，315度，温度荷载考虑正负30度的温 差，覆冰厚度考虑10mm.

建造在高楼顶的钢塔和直接放置在地面的钢塔在地震作用下的受力性能有很大的不同，由于钢塔放置 在高层建筑顶上后，塔和主楼的楼顶处的刚度、质量均发生突变，会产生明显的鞭梢效应，当主楼高度越 高，主楼和钢塔质量和刚度差异越大，这种效应会更加明显.

对于这种屋顶放置钢塔的结构，由于主体结构为钢筋混凝土结构，发射塔为钢结构，两者刚度和质量 差异较大，当主楼受到地震作用时，钢塔会受到主楼放大后的地震作用，钢塔会产生明显的“鞭梢效应”.

目前我国对此并没有专门的设计规范，在抗震规范5.2.4规定，采用底部剪力法时，突出屋面的屋顶间， 女儿墙、烟肉等地震作用效应，宜乘以增大系数3.

但本工程主体结构较高，受高振型影响较大，采用底 部剪力法明显不合适，突出屋顶的小钢塔在质量、刚度等方面，都与主楼相差甚远，钢塔的自振频率和地 面运动的干扰频率相等或相近时，即产生鞭梢效应.

这里可以借助抗震规范对于突出屋面的屋顶间的设计 思路，由于建筑屋顶地震响应的鞭梢效应，是建筑物的高阶振型影响造成的，所以可以将钢塔作为主体结 构的一部分进行整体分析.

3主体结构和发射塔结构分析 采用有限元软件对这种屋顶带塔的结构整体建模分析是一个较为精确的方法.

由于本工程主体结构高 达238m，钢塔也高度也较高（63m），所以设计时采用有限元软件进行整体建模分析.

为了方便设计，计算 钢塔时将分两个计算模型，模型1：钢塔置于地上的模型，模型2：钢塔置于高楼顶的模型，通过分别计 算，通过钢塔置于高层建筑屋顶和置于地面的地震力进行比较来说明钢塔在屋顶的鞭梢效应.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图3钢塔计算模型（模型1） 图4钢塔置于楼顶计算模型（模型2） 虽然对整体结构进行时程分析是一种比较精确的设计方法，但其直接应用于实际工程设计较为复杂且 计算量很大，其直接应用于工程设计并不是很方便，所以结构设计还需采用振型分解反映谱法进行设计， 其较为方便且能够满足工程应用的精度.

参照抗震规范的底部剪力法对突出屋面结构的计算方法，为了简 化设计，可以设计钢塔时将钢塔单独计算（不考虑主楼即模型1）中考虑将钢塔的地震力放大进行设计， 所以需要确定钢塔地震放大系数，采用有限元软件MIDAS/GEN建立两个模型，通过主楼带塔的整体模型（模 型2），选取适合的地震波对整体模型进行时程分析，通过时程分析的结果确定钢塔地震剪力，然后在模型 1中采用振型分解反映谱法将地震力放大到时程分析结果的最大剪力对钢塔进行设计.

这种计算方法相对 计算效率和精度较好，能够取得较好的工程应用价值.

3.1结构自振特性 高层建筑结构屋顶钢塔的外型特征是高而细，以横向荷载为主要荷载，所以其水平振动动力特性往往 具有决定性的作用.

对钢塔和钢塔与主楼的整体模型进行振型分析，具体结果如下图所示： T1=0. 2132s T2=0. 2131s T3=0. 06103s T1=5. 664s T2=4. 3434s T3=3. 3931s 图5钢塔自振特性（模型1） 图6整体模型自振特性（模型2） 从结构自振特性可以看出，主楼模型带塔的模型的前三阶周期分别为5.665s，4.3434s，3.3931s，钢 塔前三阶周期为0.2132s，0.2131s，0.06103s，钢塔的主振型与主楼振型差别较大.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.2结构地震响应时程分析 本工程场地为7度（0.10g），二类场地，根据抗震规范要求选取三条地震波，两条天然波和一条人工 波进行时程分析，三条地震波谱分析如下图所示： 0.16 0.12 设计反应谱 天然波2 系数 天然波1 人工波 地威 0.04 0. 00 0.00 1.00 2.00 3.00 4.00 5.00 周期(s) 6 00 图7地震波波谱分析图 3.3结构地震响应计算结果 对两个模型进行时程分析，为了说明地震作用下钢塔置于主楼楼顶的鞭梢效应，选取发射塔主要杆件进 行内力比较，具体结果如下表所示： 表2主要杆件地震工况下内力比较 杆件编号 模型1 模型2 模型2杆件内力/模型1杆件内力 钢塔单独模型 整体模型 比值（内力放大系数） 地震工况 天然波1 天然波2 人工波1 天然波1 天然波2 人工波1 平均值 1 22. 1 281. 2 188.6 301.2 12.7 8.5 13.6 11.6 2 21. 9 275. 3 176. 3 299.6 12.6 8.1 13.7 11. 4 3 3. 4 28.9 18.7 27.6 8.5 5.5 8.1 7. 4 4 3.1 26.0 16.5 25.3 8.4 5.3 8.2 7. 3 5 27.6 226. 0 176.1 234. 4 8.2 6.4 8.5 7.7 6 28.2 222. 5 170. 7 241. 0 7.9 6.1 8.5 7.5 7 4.9 50.0 33. 3 57.1 10.2 6.8 11.7 9.6 8 5.5 45.5 38.1 48.5 8.3 6.9 8°8 8. 0 9 22.8 206. 7 198. 4 241. 8 9. 1 8.7 10. 6 9.5 10 24.7 208. 4 201. 3 233. 3 8.4 8.1 9.4 8.7 11 4.7 46.6 39.0 54.9 9. 9 8.3 11.7 10.0 12 5.8 51.5 43.6 62.0 8.9 7.5 10.7 9. 0 13 18.2 181.2 155.6 202. 1 10.0 8.5 11. 1 9.9 14 4.8 59. 8 38. 7 44.3 12.5 8.1 9.2 9.9 平均值 9.1 通过分析统计，在三条地震波作用下模型2主要杆件和模型1主要杆件的内力放大系数5.3~13.6不 等，主要杆件放大系数平均值为9.1，最大值为13.7.

根据抗震规范要求，对于取三条地震波时，应取最 大值进行设计，为了安全起见，本工程对钢塔进行设计时地震力内力放大系数取15.

即将模型1中的地震
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 力放大15倍对钢塔进行设计.

钢结构发射塔典型大样如图8所示： 10.9表变年的20 256.200 板据实异放样机定 中型钢柱 图8发射塔典型节点大样 4结论 通过上面分析可以看出，对于高层钢筋混凝土建筑屋顶放置钢塔的结构，由于主楼和钢塔动力特性差 别较大，在地震作用下，主楼对钢塔有放大作用，放大作用与主楼的高度、主楼与钢塔的动力特性有关， 在设计时，应综合考虑钢塔与主楼结构共同作用时的地震反应，才能保证主楼与钢塔结构的安全.

参考文献 [1]GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [2]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [3]陈道政.高楼顶钢塔动力性能与减振控制[M]].北京：中国水利水电出版社，2006年 [4]徐培福，博学怡，王翠坤，肖从真.复杂高层建筑结构设计D].北京：中国建筑工业出版社，2005年.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014 高延性纤维混凝土短柱抗震性能试验研究 邓明科，张辉，梁兴文，卜新星！

(1.西安建筑科技大学土本工程学院，西安710055：2.甘肃省城乡规划设计研究院，兰州730000) 摘要：提出采用高延性纤维混凝土（DFRC）改善短柱的抗震性能和变形能力，设计了5个剪跨比为2的DFRC 短柱和1个RC短柱对比试件，通过低周反复加载试验，研究其破坏机理、变形能力及耗能能力.

试验结果表明： （1）DFRC短柱破坏时，剪切斜裂缝开展缓慢，说明DFRC材料的受拉应变硬化和多裂缝开展性能可有效控制 孵切斜裂缝的开展：（2）与RC短柱相比，DFRC短柱的刚度退化缓慢，承载力、延性和耗能能力均明显提高： （3）DFRC短柱的开裂、屈服和极限位移明显高于RC短柱，表明采用DFRC短柱可显著提高构件的剪切变形能 为（4）采用DFRC可显著改善短柱的脆性剪切破坏模式，提高关键构件的抗震性能和耐损伤能力，减小或免去 强震后的修复费用.

关键词：高延性纤维混凝土：短柱：抗震性能：变形能力：延性 1引言 众所周知，钢筋混凝土短柱在水平荷载作用下以剪切变形为主，表现出明显的脆性破坏，在持续地震 作用下无法吸收足够的能量，给结构震后修复带来很大困难.

因此，改善钢筋混凝土短柱的变形能力和脆 性剪切破坏模式，控制结构的地震损伤程度具有重要意义.

高延性水泥基复合材料-1（Engincered Cementious Composite，简称ECC）是一种具有高强度、高韧 性和高耐损伤能力的新型建筑材料.

研究表明：ECC在拉伸和剪切荷载下能够表现出高延展性，具有 典型的多裂缝开展和应变硬化特征，能显著改善混凝土材料的韧性及抗裂能力，提高构件的抗剪性能和耐 损伤能力.

为改善短柱的抗震性能和变形能力，大连理工大学贾金青等[11-12]研究了高强混凝土短柱的抗剪性能 及PAV纤维高强混凝土短柱的延性，本课题组进行了塑性较区采用ECC材料的混凝土柱抗震性能研究[13]， 试验表明，塑性铰区采用ECC材料可以改善钢筋混凝土柱的延性和耗能能力.

本文在课题组前期开展的 高延性纤维增强混凝土（Ductile Fiber ReinforcedConcrete，简称DFRC）力学性能研究[15]的基础上，提出 采用DFRC良好的受拉应变硬化效应，改善短柱的抗震性能和变形能力，并通过低周反复荷载试验，探讨 高延性纤维混凝土短柱的破坏机理、变形能力及耗能能力，为短柱的延性抗震设计提供依据.

2试验概况 2.1试验目的 本次试验的主要目的：（1）考察DFRC短柱在低周反复水平荷载作用下的破坏过程及破坏形态：（2）研 究DFRC短柱的滞回特性、耗能能力及抗震变形能力：(3)探索采用DFRC改善短柱抗震性能和变形能力的 可行性.

2.2 试件设计 试验共制作了5个DFRC短柱和1个RC短柱作为对比试件，试件编号分别为RC1、DFRC2、DFRC3、 DFRC4、DFRC5、DFRC6.DFRC的强度等级按C60设计，柱截面尺寸为250mmx250mm，剪跨比为入=2， 基金项日：国家自然科学基金项日（51078305 51278402）：陕西省自然科学基金项目（2013UM7013) 作者简介：邓明科（1979-），男，博士，副数投
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 轴压比为n=0.2、0.3、0.4.

纵筋为622，配筋率为p=3.65%，箍筋采用8.具体试件参数见表1.

试件 尺寸及配筋情况如图1所示.

2.3材料力学性能 为满足较高的强度和延性，本次试验采用的DFRC配合比为，水泥：粉煤灰：砂：水=1:1:0.72:0.58.

其中，砂为漏河中砂，最大粒径为1.18mm，水泥为P.O42.5R普通硅酸盐水泥，粉煤灰为河南某电厂的1 级灰，减水剂为萘系高效减水剂，PVA纤维的体积掺量为2%.

纤维各项力学性能指标见表2，钢筋、RC 试块和DFRC试块测试强度平均值见表3.

本次试验的DFRC的单轴拉伸曲线如图2所示.

可见，DFRC 的极限拉应变可达到1.0%左右，具有明显的应变硬化效应.

表1试件参数 试件编号 剪跨比 薇直径及间距 箍筋配薇率/% 轴压比 竖向荷载/kN RC1 2.0 0808 1.26 0.3 9'S15 DFRC2 2.0 48080 1.26 0.2 343.7 DFRC3 2.0 8880 1.26 0.3 9'S15 DFRC4 2.0 48080 1.26 0.4 687.5 DFRC5 2.0 80100 1.01 0.3 9'S15 DFRC6 2.0 120 0.84 0.3 515.6 18013 250 1-1 拉应力 3822 40 1200 350 02 0.4 拉应变（%） 06 08 10 2-2 图1短柱试件尺寸及配筋图 图2DFRC 单轴拉伸试验 表2PVA纤维各项性能指标 纤维名称 长度/mm 直径/μm 长径比/10 抗拉强度/MPa 弹性模量/GPa 韩长率% 密度 KURARAY K-II 12 39 0.31 1600 40 7 1.3 2.4试验装置与测试内容 本试验在西安建筑科技大学结构与抗震实验室进 表3钢筋和试块的测试强度 行，采用反复水平加载，加载装置如图3所示.

钢筋种类钢防型号 J (MPa) f (MPa) 试块 f (MPa) 为了使竖向荷载作用点始终保持在柱顶中心处， 并在试验过程中与试件的变形同步同向，在反力梁上 HRB400 22 440 610 RC 689 安装了滑动支座，将1000kN干斤顶倒装固定在滑动支 HPB235 8 315 448 DFRC 259 座上.

在竖向千斤顶与试件之间设置刚性垫梁，以使 柱截面产生均匀的竖向压应力.

在柱顶部水平力作用点中心布置一个位移计，以测量其侧移.

在试件下部沿45度对角线方向各安装 一个位移计，以测量其剪切变形.

在底座梁端部安装一个百分表，以测试试件的整体水平滑移.

在柱塑性
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 较区的纵筋及约束箍筋上贴电阻应变片，测量纵筋和约束箍筋的应变.

试件屈服以前采用荷载控制：试件屈服以后采用位移控制加载，每一级位移循环3次，直至试件破坏 或荷载下降至最大荷载的85%以下为止.

3试验结果及分析 8 9 3.1试验现象 5 6 西东 （1）试件RC1 加载至80kN时，试件柱根部出现细微水平裂 4 4 缝.

加载至140kN时，出现剪切斜裂缝：加载至 3 220kN时，形成主斜裂缝，箍筋屈服.

加载至260kN 时，主斜裂缝变宽，对应的顶点位移为6.2mm，改 为按位移控制加载.

1.反力墙：2.试件：3.压梁：4.地错螺栓；5.作动添： 加载至8.5cm，受压区根部混凝土出现局部压 酥的现象，保护层开始剥落.

加载至9.2cm，纵筋 6.水平连接装置：7.千斤项：8.滑动支座：9.反力梁 图3试验装置图 达到屈服，水平承载力突然降低，，受压区混凝土 dn-pas 1s1 t 保护层剥落.

加载至14.5cm，混凝土保护层严重脱 落，受压区混凝土被压酥掉落，试件最终发生脆性 剪切破坏.

（2）试件DFRC2 加载至160kN，出现剪切斜裂缝：继续加载，新增数条细微斜裂缝.

加载至280kN，原有斜裂缝延伸 分叉后形成多条新斜裂缝，箍筋开始屈服.

改为按位移控制加载.

加载至11.2mm，荷载达到316kN，形成交叉裂缝，裂缝细而密.

加载至20.2mm，主斜裂缝宽度达5mm 左右，箍筋外露.

加载至26.2mm，荷载为，主斜裂缝宽度达8mm左右，荷载已下降至极限荷载的85%以 下，试件发生具有一定延性的剪切破坏.

（3）试件DFRC3和DFRC4 试件DFRC3和DFRC4的轴压比增大，构件屈服以前的裂缝出现和分布与试件DFRC2相似.

试件 DFRC3加载至200kN，出现多条斜裂缝：加载至320kN，形成交叉斜裂缝，箍筋和纵筋先后屈服，改为 按位移控制加载.

加载至10mm，形成主斜裂缝：随后主斜裂缝逐渐变宽，荷载下降：试件破坏以前，主 斜裂缝宽度达12mm，最终发生具有一定延性的剪切破坏.

试件DFRC4加载至200kN，出现斜裂缝：加载至320kN，形成交叉斜裂缝，纵筋和箍筋先后开始屈 服，改为按位移控制加载.

加载至13.2mm，受压区出现竖向裂缝，DFRC保护层外鼓：加载至-16.2mm， 形成主斜裂缝：试件破坏以前，主斜裂缝宽度达14mm，发生具有一定延性的剪切破坏.

（4）试件DFRC5和DFRC6 试件DFRC5和DFRC6的箍筋数量减少.

试件DFRC5加载至160kN，出现斜裂缝：加载至280kN， 形成交叉裂缝，箍筋和纵筋先后屈服，改为按位移控制加载.

加载至11.0mm，形成主斜裂缝：试件破坏 以前，主斜裂缝宽度达12mm，发生具有一定延性的剪切破坏.

试件DFRC6加载至160kN，出现斜裂缝：加载至240kN，箍筋开始屈服：加载至280kN时，形成主 斜裂缝和交叉裂缝，纵筋开始屈服，改为按位移控制加载.

加载至12.4cm，，受压区DFRC保护层出现竖 向裂缝：试件破坏以前，主斜裂缝宽度已达10mm左右，发生具有一定延性的剪切破坏.

试件的最终破坏形态如图4所示.

3.2变形能力和耗能能力分析 3.2.1变形能力分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 6个试件实测的荷载-位移滞回曲线，如图5所示.

根据荷载-位移滞回曲线可以绘出试件的骨架曲线，如图6所示.

各试件特征点以及位移比较见表4.

(a) RC1 (b) DFRC2 (c) DFRC3 (d) DFRC4 (e) DFRC5 (f) DFRC6 图4试件的最终破坏形态 Fig.4 Final failure patterns of specimens RC1 DFRC2 DFRC3 DFRC4 DFRC5 DFRC6 图5荷载-位移滞回曲线 18 /83 --DFC 位B/rms RCI DRCS DFRCS （a）试件RC1与 DFRC3 （b）试件DFRC2、DFRC3、DFRC4 （c）试件 DFRC3、DFRC5、DFRC6 图6骨架曲线 由图6和表4可得：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 （1）5个DFRC短柱的开裂位移角、屈服位移角、峰值位移角和极限位移角明显高于试件RC1，表 明采用DFRC能显著提高短柱的变形能力.

性系数提高了37%，极限位移角提高72%.

表明采用DFRC能大幅度地提高短柱的塑性变形能力，改善短 柱的脆性剪切破坏模式.

（3）试件DFRC2、DFRC3、DFRC4的配箍率相同，轴压比逐渐增大，其位移延性系数分别为2.42、 2.32、2.26，表明轴压比试验值在0.2~0.4范围内时，轴压比增大，DFRC短柱的延性有所降低，但轴压比 对DFRC短柱延性的影响程度较小.

（4）试件DFRC3、DFRC5、DFRC6的轴压比相同，配箍率依次减小，但其位移延性系数和极限位移 角变化较小.

可见，DFRC短柱的延性主要取决于DFRC自身的抗剪能力，随着配箍率增大，DFRC短柱 的延性一定范围内有所提高.

表4试件特征点及位移比较 试件 开裂 开聚 开裂 层服 图服 极限 峰值 峰值 载 位移 位移角 荷载 位移 位移角 荷载 位移 位移角 极限位移 延性系数极限位移角 编号 /mm 8=△/H PAN △mm 0=△ H P/kN 8=△/H △mm μ=△△ =△H P /AN m RC1 80 0:90 1556 240.05 5.42 1/92 289.49 8.51 1/59 9.17 1.69 1/55 FRC2 120 2.39 1/209 268.51 7.12 1/70 326.05 13.65 1/37 17.29 2.42 1/29 FRC3 130 2.24 1/223 270.62 6.65 1/75 358.20 11.23 1/45 15.43 2.32 1/32 FRC4 150 2.54 1/197 318.83 7.16 1/70 376.85 13.06 1/38 16.20 2.26 1/31 FRC5 130 2.34 1/214 279.74 6.72 1/75 342.39 11.55 1/43 14.39 2.14 1/35 FRC6 140 2.79 1/179 261.31 6.38 1/78 334.26 11.71 1/43 14.48 2.27 1/35 注：表中荷载、位移均取试件正、反两个方向加载的平均值.

3.2.2耗能能力分析 表5中列出了试件达到屈服荷载、峰值荷载和极限位移时的累积耗能.

表5短柱试件耗能计算 试件编号 RC1 DFBC2 DFRC3 DFBC4 IFRC5 DFRO6 屈服荷 241.63 747. 54 819.38 748.34 900. 75 720. 46 累积耗能 峰值荷载 1581 5492 02 4782.07 4204 59 4007 94 4251. 2 (kx *m) 极限位移 3547.57 15494.21 13868.88 12331. 63 12158.34 11981. 61 由表5可见 （1）试件DFRC3达到屈服荷载、峰值荷载和破坏荷载对应的累积耗能分别为试件RC1的 3.4、3.0和3.9倍，说明采用DFRC代替混凝土，可有效提高短柱在不同性能水平下的耗能能力和耗能潜能， 尤其是构件在破坏阶段的耗能能力.

（2）DFRC短柱的耗能能力和耗能潜能随着轴压比的增大而降低，随着配箍率的增加而有所提高，但 DFRC短柱在不同性能水平下的耗能主要取决于DFRC自身的延性.

3.2.3刚度退化 根据滞回曲线、骨架曲线以及试验记录的数据，以割线刚度K来研究试件刚度的变化规律.

割线刚度K 定义为坐标原点与某次循环的荷载峰值（即骨架曲线上的点）连线的斜率.

本文按下式计算： K = P-A (1) |△ || | 式中，K是第i级加载下的刚度：P和-P是第i级加载下正、反向水平荷载值：△和-△是第i级加载下 正、反向水平荷载值对应的位移.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 地下室地下一层楼板嵌固端影响分析 赵青春 （上海建筑设计研究院有限公司，上海200041） 【摘要】高层建筑在进行结构计算分析时，必须首先确定结构的嵌固部位.

嵌固部位通常选择在地下室顶板.

但是由于地下室顶板在实际通常有较大开洞或高差，不满足嵌固条件.

需要对嵌固端进行调整.

本文在实例工程中 通过采用pkpm软件建立地下室及二个单体的多塔模型，并用pmsap模块对地下室地下一层楼板在不同覆土约束、不 同方向地震力、不同润口大小对楼板应力及位移影响进行计算和分析，以分析该处楼板是否满足嵌固要求.

为类似 工程分析研究提供参考.

【关键词】高层建筑：地下室：嵌固端：周边土约束： Effect analysis of the basement B1 slab opening on the fixed-end of the super high-rise building Zhao QingChun (Shanghai Institute of Architectural Design & Research Co. Ltd. Shanghai 200041) Abstracet: When high-rise building undergoing structural calculation and analysis you must fist determine the fixed-end of the superstructure. The top slab of basement is usually chosen as the fixed-end of the superstructure. However because there is usually a large open hole or height difference in top slab does not met the conditions for fixed-end of the superstructure. It needs to be adjusted for fixed-end of the superstructure. In this paper examples of works created in the basement and two multi-tower model monomers by using PKPM software module with PMSAP overburden layer slab at different constraints seismic forces in different directions diffeent bole size slab stress and displacement effect on the condact of the underground basement calculation and analysis to analyze whe the fr meets te requirments offixed-end f the sperstcture. Provide reerene for simila projects analyze. Keywords: high-rise building: basement ; fixed-end of the superstructure; restriction of foundation soil 1工程概况 上海真如城市副中心项目5.6号楼位于项目的A5地块北侧，设两层地下室并与A5地块地下室 整体相连.

地下室为地下三层，2栋塔楼为地下二层（5#楼地下一层与一层之间有夹层），地上32 层.

地下部分为商业，地上部分为办公，层高3.0米，结构主屋面高度99.00米.

地下室采用框架体系，2栋塔楼采用钢筋混凝土框架-剪力墙结构体系，结构计算均以地下一层 楼板为嵌固层.

在高层建筑结构计算中，考虑到地下室的抗侧刚度远远大于上部结构的抗侧刚度，近似把地下 室顶板作为上部结构嵌固部位.

根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）[3]，地下室顶板作 为上部结构的嵌固部位时，应避免在地下室顶板开设大洞口.

本工程由于地下室顶板因为在首层处楼板有较大开洞，且在地下室顶板处楼板有1m高差，不 作者黄介：赵青春（1983一），男，碳士，工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 满足嵌固条件.

需将嵌固端调整至地下一层.

地下一层嵌固条件虽优于地下室顶板，但是也存在较 大洞口.

本文在实例工程中通过采用pkpm软件建立地下室及二个单体的多塔模型，并用pmsap模 块对地下室地下一层楼板在不同覆土约束、不同方向地震力、不同洞口大小对楼板应力及位移影响 进行计算和分析，以分析该处楼板是否满足嵌固要求.

2 地下室楼板嵌固情况 由于本工程首层周边局部开洞，且塔楼首层楼面和地下室顶板高差1m，局部1.5m，故将4栋 塔楼的结构嵌固层设置于地下一层楼板.

采用多塔方法对A5地下室和5 6#楼进行整体计算，将计 算结果与单塔的结果进行比较.

并通过PMSAP程序对多塔模型下的地下一层楼板和地下一层顶板进 行地震工况下的应力和变形分析，以论证开洞对嵌固端的影响.

因为在首层处楼板有较大开洞，且在地下室顶板处楼板有1m高差，所以2栋塔楼的嵌固端均 设置于地下室地下一层.

5#北侧地下一层地下室楼板存在较大开洞，为保证地下一层嵌固，在地下室周围增加较多墙体， 以提高地下一层刚度.

3 楼板开洞情况说明 地下一层位置及大小如图2.2所示，楼板开洞位于纯地下室范围.

地下室及单体整体计算模型 如图2.3所示 原有楼板开洞×向边长越为48m，Y方宽度为4.8m~15m.

后增加两条连廊.

原有全部结构开洞面积占总面积7.47%.

增加连廊后全部开洞面积占总面积6.2%.

增加连廊宽 度为原润口宽度25%.

6#楼 5#楼 地下一层结构布置平面图 图2.1原有结构图 2.2增加连廊后结构 图2.3下室及单体整体计算模型
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构分析及措施 采用pkpm软件建立地下室及二个单体的多塔模型，并用pmsap模块对地下室地下一层楼板在 地震作用下的应力和位移进行计算和分析.

纯地下室范围顶板厚度250mm，塔楼范围项板厚度180mm，混凝土强度等级均为c35.

地下一层楼板厚度180mm.

5#楼处于地下室南侧，6#楼处于地下室东侧，两栋塔楼均在地下室边缘地带，且5#北侧与地下 室相交区域存在开洞，塔楼地下部分周围区域刚度较弱.

为了地下一层更有利的嵌固，计算时，利 用地下室的外墙和局部及洞口边增加的剪力墙来增加结构的刚度.

计算考虑三种因素对楼板嵌固的影响： （1）覆土约束对楼板应力及位移影响.

工况1~3.

（2）不同方向地震力对楼板应力及位移影响.

工况2，4，5.

（3）5#北侧洞口大小对楼板应力及位移影响.

工况2，6，7.

E 地下5 T-5 87-5 EIR 地下二层 图4.2工况1:不考虑土约束 图4.3工况2:考虑土一层土约束 图4.4工况3:考虑两层土约束 图 4.5 工况4:Y向地震工况（一层土约束） 图4.6工况5：X向地震工况（一层土的束） 图4.7工况6:5#北侧无连廊工况（一层土的束） 图4.8工况7:5#北侧开润完全取消工况（一层土的束）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5 计算结果汇总分析 （1）覆土约束对楼板应力及位移影响分析.

工况1~3分别计算三种覆土工况下楼板应力及位移情况.

将结果汇总如下： 表5.1地下一层楼板应力及位移结果分析：（楼板厚度180mm，混凝土强度等级C35） S1主拉应力（极值） 位移 地下一层楼板 (N/mm2) （mm） x向地震 Y向地震 x向 Y向 工况1 0.21~0.68 (1.495) 0.12~0.41(0.695) 0.5 0.7 工况2 0.24~0.58 (1.473) 0.07~0.32 (0.497) 0.4 0.4 工况3 0.13~0.58 (1.50) 0.09~0.44 (0.853) 0.5 0.9 从上表可以看出，三种工况下地震作用下地下一层楼板拉应力普遍在0.13~0.68N/mm2，远远 小于混凝土本身抗拉强度.

局部楼板拉应力极值为1.495N/mm2，也小于混凝土本身的抗拉强度.

覆土约束对地下二层楼板应力及位移影响不大，且都能满足作为嵌固的要求.

表5.2地下室顶板应力及位移结果分析：（室内楼板厚度180mm，室外250mm，混凝土强度等级 C35) S1主拉应力（极值） 位移 地下室南侧项板 (N/mm2) (mm) x向地震 Y向地震 x向 Y向 工况1 0.14~0.561 (1.54) 0.21~0.85 (1.97) 2.1 2.2 工况2 0.17~0.84 (1.51) 0.20~0.95 (1.84) 2.0 2.0 工况3 0.14~0.56 (1.53) 0.21~0.85 (1.99) 2.1 2.3 从上表可以看出，三种工况下地震作用下地下室顶板拉应力普遍在0.14~0.95N/mm2，远远小 于混凝土本身抗拉强度.

局部楼板拉应力极值为1.99N/mm2，超过混凝土本身的抗拉强度，此部分 楼板需进行补强.

顶板的Y向最大位移2.3mm，层间位移角为1/2910.

可以看出覆土约束对地下一 层顶板应力及位移影响不大.

（2）不同方向地震力对楼板应力及位移影响分析.

工况2，4~5分别计算三种地震方向工况下楼板应力及位移情况.

将结果汇总如下： 表5.3地下一层楼板应力及位移结果分析：（楼板厚度180mm，混凝土强度等级C35） S1主拉应力（极值） 位移 地下一层楼板 (N/mm2) (mm) X向地震 Y向地震 x向 Y向 工况2 0.24~0.58 (1.473) 0.07~0.32 (0.497) 0.4 0.4 工况4 0.19~0.45 (0.85) 0.07~0.30 (0.544) 0.4 0.6 工况5 0.12~0.45 (0.846) 0.10~0.30 (0.544) 0.4 0.6 从上表可以看出，三种工况下地震作用下地下一层楼板拉应力普遍在0.07~0.58N/mm²，远远 小于混凝土本身抗拉强度.

局部楼板拉应力极值为1.47N/mm²，也小于混凝土本身的抗拉强度顶板 的Y向最大位移0.6mm，层间位移角为1/9830.

覆土约束对地下二层楼板应力及位移影响不大.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表5.4地下室顶板应力及位移结果分析：（室内楼板厚度180mm，室外250mm，混凝土强度等级 C35) S1主拉应力（极值） 位移 地下室南侧项板 (N/mm2) (mm) X向地震 Y向地震 x向 Y向 工况2 0.17~0.84 (1.51) 0.20~0.95 (1.84) 2.0 2.0 工况4 0.11~0.43 (1.07) 0.23~0.77 (2.01) 1.6 3.2 工况5 0.14~0.56 (1.07) 0.21~0.85 (2.03) 1.6 3.3 从上表可以看出，三种工况下地震作用下地下室南侧顶板拉应力普遍在0.11~0.95N/mm2，远 小于混凝土本身抗拉强度.

局部楼板拉应力极值为2.01N/mm2，超过混凝土本身的抗拉强度，此部 分楼板需进行补强.

.

顶板的Y向最大位移3.3mm，层间位移角为1/2030.

（3）5#北侧洞口大小对楼板应力及位移影响分析.

工况2.6~7分别计算5#北侧润口大小不一致工况下楼板应力及位移情况，现将结果汇总如下： 表5.5地下一层楼板应力及位移结果分析：（楼板厚度180mm，混凝土强度等级C35） S1主拉应力（极值） 位移 地下一层楼板 (N/mm2) (mm) X向地震 Y向地震 x向 Y向 工况2 0.24~0.58 (1.473) 0.07~0.32 (0.497) 0.4 0.4 工况6 0.21~0.45(1.53) 0.12~0.36(0.72) 0.6 0.8 工况7 0.12~0.57 (1.467) 0.09~0.26 (0.475) 0.4 0.4 从上表可以看出，三种工况下地震作用下地下一层楼板拉应力普遍在0.21~0.58N/mm2，远远 小于混凝土本身抗拉强度.

局部楼板拉应力极值为1.53N/mm2，也远小于混凝土本身的抗拉强度.

顶板的Y向最大位移0.8mm，层间位移角为1/7370.

对比工况2和工况6发现：楼板位移及应力有了显著的提高，说明5#北侧地下一层楼板开洞处 增加的连廊对嵌固层的楼板应力和位移有明显的帮助.

对比工况2和工况7发现：楼板应力变化基本不大，楼板位移基本没有变化.

说明完全封堵5# 北侧楼板对地下一层楼板应力和位移没有显著效果.

增加的连廊基本满足传力需要.

表5.6地下室顶板应力及位移结果分析：（室内楼板厚度180mm，室外250mm，混凝土强度等级 C35) S1主拉应力（极值） 位移 地下室南侧项板 (N/mm2) （mm) x向地震 Y向地震 x向 Y向 工况2 0.17~0.84 (1.51) 0.20~0.95 (1.84) 2.0 2.0 工况6 0.16~0.75 (1.64) 0.15~0.76 (1.83) 2.2 2.2 工况7 0.14~0.56 (1.51) 0.21~0.85 (1.84) 2.0 2.0 从上表可以看出，三种工况下地震作用下地下室南侧顶板拉应力普遍在0.14~0.95N/mm²，小 于混凝土本身抗拉强度.

局部楼板拉应力极值为1.84N/mm²，超过混凝土本身的抗拉强度，此部分 楼板需进行补强.

顶板的Y向最大位移2.2mm，层间位移角为1/3045.

对比工况2、工况6和工况7发现，地下一层处的楼板开洞变化，对地下室顶板基本没有影响.

6 结论 本工程在地下一层增加较多墙体，地下二层刚度提高较大.

通过分析覆土高度，地震力方向及

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢管混凝土拱在某会展建筑中的应用 赵雪莲 （华东建筑设计研究院总院上海200002） 摘要：本文结合工程实例，阐述了钢管混凝土拱的受力特点和线型选择：探讨了钢管混凝土拱的拱肋刚度取值和失稳模态， 以及施工可行性，为会展建筑的结构设计提供一种新的思路.

研究结果表明，钢管混凝土拱不仅具有传力直接的优点，还具 有良好的抗侧性能和经济性，在中大型跨度的会展建筑中有较广阔的应用前景.

关键词：钢管混凝土拱，会展建筑，受力特点，稳定性，施工可行性 0引言 自古以来，人们一直寻求用拱来解决大跨度问题，拱作为材料利用率最优结构形式之一，常常出现在 教堂、庙宇、宫殿和桥梁中.

随着新材料和新技术的应用，拱通过独立应用或与其他结构组合，共同承受 荷载，创造出多种多样的结构形态.

1拱在建筑结构中的应用 拱在建筑中的应用常有以下三种结构受力形式：推力结构体系：张拉结构体系：弯剪结构体系.

在推力结构体系中，单拱通过并列组合或交叉组合，通过拱圈受压，将竖向荷载转化成对拱脚的推力 或自平衡状态.

拱的推力结构体系常常用于大跨结构中，典型的实例为伦敦Broadgate交易所大厦、柏林 股票交易所及商会大厦.

伦敦Broadgate交易所大厦，跨度78m，承受11层楼面及屋面荷载，运用4福钢 拱架和拱脚处的水平钢梁，实现了拱内水平推力的自平衡状态.

柏林股票交易所及商会大厦，最大跨度60m， 承受9层楼面荷载，采用15福高低不等拱架，拱架与地面铰接，侧推力由各层楼板的拉梁平衡.

图1伦敦Broadgate交易所大厦 图2柏林股票交易所及商会大厦 在张拉结构体系中，拱、索结合，取代常规的边梁和支柱，形成大跨度的开放空间.

拱和索结合的结 构常常用于桥梁结构，而张拉膜与拱的结合常常用于体育馆等大跨结构.

上海卢浦大桥和韩国大邱体育馆 即为拱在张拉结构体系中的典型应用.

图3上海卢浦大桥 图4韩国大邱体育馆
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 在弯剪结构体系中，拱的应用常解决大跨体育建筑中雨篷超长的悬臂问题，如伦敦温布利球场改建方 案，用拱吊挂悬臂端，形成开放空间满足使用要求.

另外，拱也可作为大跨建筑的独立承载结构，通过吊 索或吊杆悬吊屋盖，增加屋盖的跨度.

北京理工大学体育馆屋面结构体系采用双道圆弧形钢拱吊挂桁架结 构体系，减少了屋盖的跨度.

图5温布利球场 图6北京理工大学体育馆 本文通过工程实例，介绍钢管混凝土拱在会展建筑中的应用，为会展建筑的结构设计提供一种新的思路.

2工程实例 本文的工程实例为武汉某会展中心，主要功能为会展、商业与办公.

地下2层，地上5层，总建筑面 积约为20.3万平方米，建筑高度为34m.

地上结构分为西侧展厅区和东侧商业区.

现通过抗震缝将这两部 分划分为各自独立的结构单元.

西侧为展厅单体，结构体系采用框架剪力墙钢桁架混合结构体系，东侧 为商业单体，结构体系采用混凝土框架结构体系.

展厅单体南北长126m，东西宽190m，商业单体南北长 121m，东西宽66m.

建筑平面图与剖面图见图7、图8.

图7首层建筑平面图 图8建筑剖面图 本项目的结构难点在于：在会展中心的西侧，需要满足首层展厅规则柱网（27mx30m）的要求，又要 形成退台的立面效果，即西侧2轴上的框架只能升至在二层楼面，而二层以上的办公荷载的传递路径需要 满足底部大空间的规则性和净高要求.

因此，为满足以上的建筑要求，现利用3轴的60m跨的拱桁架和5 轴的两跨30m的钢框架，共同支撑西侧三层办公的楼面荷载和屋面荷载.

其中3轴处60m单跨拱桁架为13.5m 高，5轴处的两跨30m交叉钢桁架为4.5m高.

两福桁架的立面示意及布置见下图.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 60m拱析架 平面析架 图9拱桁架剂面示意图 图10拱析架立面示意图 在本项目中，60m跨的拱桁架与内侧两跨30m的钢桁架共同形成承重结构，其上荷载通过拱上的立柱 与吊杆传至主拱肋，拱肋压力的水平分量与系杆的拉力形成自平衡状态，而拱肋压力的竖向分量传至型钢 混凝土柱.

另外，拱桁架位于结构的端福，取代常规的平面交叉桁架，与剪力墙共同形成结构的抗侧体系.

因此，本项目的拱桁架既作为推力构件也作为抗侧力构件.

3研究内容 本项目中的拱桁架为系杆拱，拱肋采用钢管混凝土，系杆采用预应力索，拱桁架的立面布置示意见下 图.

.2e:E. c. 应力室 n- 000 On-1f 图11拱布架立面示意图 3.1拱的受力特点 从受力角度来看系杆拱，整个拱桁架受力相当于简支梁.

系杆拱中的拱肋是压弯构件以受压为主，系 杆为拉弯构件以受拉为主，这样拱肋中的压力和系杆中的拉力正好组成一抵抗力矩，相当于简支梁的弯矩， 此力矩即为系杆拱抗弯能力主要来源.

系杆拱在荷载作用下是自平衡状态，对支座无推力（它的推力由系 杆平衡），相对于一般有推力的拱，自平衡拱的弯矩和剪力将大大减小，这样就充分发挥了拱的承压能力 高的特点：此外，由于系杆在跨内受吊杆的弹性支撑，其截面尺寸可以较简支梁小很多.

吊杆作为系杆拱 的内部构件，其拉力的大小直接影响到拱和系杆的内力，但对外部支座反力无影响.

3.2拱的线型选择 本项目中的拱跨度为60m，为达到合理跨高比的要求，选取矢高为3层楼面高度，即f=3x4.5=13.5m， 跨高比L/f=6.67.

拱的线型可采用悬链线或二次抛物线.

现将以下两种线型对比： 悬链线拱轴方程： y=ach(x/a)-1] 式中：x、y-悬索线方程的横、纵坐标值： a----悬索线方程中根据不同的矢跨比、净跨径而确定的常数：由拱顶坐标可求得a=35.38.

二次抛物线方程：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 y=4fx(L-x)/L2 Y =4f (x/ L-x2/L2) 两种线型对比如下图： 基域线 图12悬链线与抛物线对比图 在实际应用中，悬链线难以求出精确方程，通常采用泰勒级数展开式，展开式的最高级也是二次函数， 因此悬链线与抛物线的误差很小，仅为3%，见图12.从受力上来看，如果外荷载在系杆中产生的拉力F 为常量，则力臂为M/F=h，由于M以二次函数形式变化，则h也以二次函数形式变化，因此以承受均布恒 载为主的系杆拱其拱轴线选为抛物线受力最佳.

3.3拱的刚度 矩形钢管混凝土拱肋的截面刚度常有以下几种计算方法.

方法一：CECS159-2004矩形钢管混凝土结构技术规程 钢管混凝土受压构件的变形模量： EA = E A EA EI = E 1 0.8E1.- 其中，Ec、Es为混凝土和钢材的弹性模量：Ac、Ic为钢管内混凝土横截面的面积和惯性矩：As、Is 为钢管横截面的面积和惯性矩.

方法二：《JCJ01-89》钢管混凝土结构设计与施工规程 钢管混凝土受压构件的变形模量： E=0.85[(1-p）E pE ] 其中，p为含钢率，p=A /A，Ec、Es意义同前.

方法三：AISC中钢管混凝土受压构件的变形模量： EA = E A 0.4E A EI = E 1 0.8E1. - 其中，Ac、As、Ic、Is、Ec、Es意义同前.

现将以上三种方法计算的抗压刚度/抗弯刚度计算结果对比如下： 表1抗压刚度/抗弯刚度计算结果 计算方法 CESC JCJ AISC 拱肋抗压刚度/10e6kN 149. 25 146. 16 115. 86 拱肋抗弯刚度/10e6kN.m2 60. 06 48. 72 60. 06 上述计算过程中，比较抗压刚度时，抗弯刚度取EI=EsIsEcIc保持不变：比较抗弯刚度时，抗压刚 度取EA=EsAsEcAc 保持不变.

从上述对比可以看出，CECS的抗弯刚度和抗压刚度均较大，且各种计算抗弯刚度和抗压刚度取值变化 对拱肋轴力的影响均较小，在计算分析时，从简便实用的角度出发，对钢管混凝土拱肋截面刚度的取值建 议采用CECS的计算方法.

结构的整体刚度： 周期）与T（第一扭转周期）为0.758s与0.618s，钢管混凝土拱方案的T1（第一平动周期）与Tt（第一
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 扭转周期）为0.641s与0.510s，分析结果显示拱方案的抗侧刚度与抗扭刚度均较大.

在竖向荷载组合“1.0恒载1.0活载”作用下，两方案跨中竖向位移uz的比较：平面桁架方案跨中 最大位移：32.5mm：钢管混凝土拱方案跨中最大位移：19.4mm.

比较结果说明拱方案的竖向刚度较好.

3.4拱的稳定性 钢管混凝土拱的失稳，从失稳的形态分类，有面内失稳和面外失稳：从失稳的受力性质分类，有第一 类失稳和第二类失稳：第一类失稳是平衡分枝问题，又称为分枝点失稳，第二类失稳又称为极值点失稳.

一般来说，拱的面内稳定可以是第一类稳定也可以是第二类稳定，而拱的面外稳定主要应该以一类稳 定为主，因为拱桁架主要以面内受力为主，横向楼面荷载或横向构件连接的初始缺陷，相比于面内荷载的 影响要小很多.

因此，拱的面外稳定问题比之拱的面内稳定问题，其一类失稳的特征更加明显.

本项目拱桁架考虑工况（自重附加恒载活载）作用下的屈曲安全系数如下表： 表2拱桁架屈曲安全系数 失稳阶数 稳定系数 失稳模态 第一阶 4.67 面外反对称 第二阶 10. 81 面外正对称 第三阶 23. 37 面外反对称 第四阶 29. 51 面内反对称 第五阶 35.52 面外正对称 第六阶 53. 52 面外反对称 拱桁架的前3阶失稳模态如下图： 图13第一阶失稳模态 图14第二阶失稳模态 图15第三阶失稳模态 从拱桁架的稳定分析中可看出，第一阶稳定安全系数为4.67，失稳模态为面外反对称失稳，面内稳定 安全系数是面外稳定安全系数的6倍，因而单独对拱桁架而言，其面内刚度远大于面外刚度.

另外，从整 个结构受力来看，由于拱的面外有四层楼板支撑，面外刚度较大，失稳承载力较强，发生面外失稳的可能 性较小.

3.5端柱竖向反力与水平推力 22200KN 17400KN 图16拱桁架轴力分布图

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 现行国内外楼板舒适度分析方法对比研究 赵雪莲 （华东建筑设计研究院总院上海200002） 摘要：本文基于国内外常见的楼板舒适度评价标准，分析其楼板舒适度判定标准的区别与联系.

并以某会展中心的大跨楼 盖为工程实例，采用多点输入时程分析方法，考虑多人连续行走的不利工况，求得结构的加速度响应，并用现行国内外常用 的楼板舒适度评价标准进行评价.

多种评价标准对比结果表明，加速度的评价结果基本接近，本文所采用的计算方法及控制 标准可为类似工程参考.

关键词：舒适度评价，大跨度楼盖结构，评价准则 0引言 近年来楼盖结构舒适度控制成为工程界的重要课题，楼盖竖向振动舒适度问题成为强度和挠度变形要 求以外，结构设计重要的控制因素之一.

这是由于：1）随着社会发展，人类活动对各种建筑的使用越来 越频繁.

由于功能的需要，建筑中隔墙少、跨度大的楼面布局越来越多，2)随着建筑技术的发展，大量轻 质高强的材料用于建筑结构，组合楼板、空腹楼板等重量轻、跨度大的楼板得到越来越广泛的应用.

因此， 楼盖结构往往具有重量轻、柔性大、阻尼小、基频小的结构特点，外界激励极易使其产生较为强烈的振动， 给使用者造成不安和心理恐慌，给人们的工作、休息、身体健康造成影响.

因此，建立楼盖振动舒适度评 价方法和标准，并且在设计阶段予以考虑，有助于设计出更经济、更舒适的建筑.

本文介绍了目前国内外舒适度的评价标准，并通过对某工程的楼盖舒适度评价实例对比不同标准的计 算结果.

1人行激励下楼盖振动基本理论 1.1人行荷载模型理论 人步行会对结构产生随时间变化的人行激励荷载，可分解为竖直方向、水平横向和人行走三个方向分 力，人沿直线行走过程中，重心不断地下降和上升，由于自身体重而产生惯性力作用，使地面受到波动的力.

对于楼板振动情况，主要关注人行走过程中的竖向力荷载分量.

对人行荷载的模拟主要包括对人的单足落 步荷载、行走荷载和跑步荷载等的模拟，其中单足落步曲线是人行走时激励荷载模型的基本组成部分，它 与人的体重和步频有关.

图1为ISO10137提供的单足落步曲线示意图.

F(ty 1 4 1 2 1 0 8 0 6 0 4 0 2 0 10.2 10 410 610 811 图1单足落步曲线示意图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 进行结构的响应分析，首先需要将测得的步行力用数学模型表示.

步行荷载基本呈周期性变化，人正 常行走每一步的作用力大小是一致的，其竖向力一般可用多个谐波组成的傅里叶级数的形式表示如下： F(t) = G G >α; sin(2inπfstept pi) 式中，G为人体自重：t为时间：fstep为人步行频率：α为第i阶动力因子：中为第i阶谐波相位角.

动力因子和相位角由实测步行力得到.

1.2楼板系统振动设计理论 楼板系统简化为一个具有一定刚度和阻尼的质量块，当动荷载作用频率与楼板竖向自振频率相等时发 生共振.

图2所示为楼板在受迫振动下的响应示意图，实际上楼板系统的自振频率有多个，如图3所示，在 每一个自振频率上都会出现共振问题.

人行激励会造成高阶共振，但高阶振型在楼板振动中所占份额很小， 因此人行激励力引起的结构的一阶振动影响是最大的，通常对于布置规则、质量分布均匀和边界条件简单 的楼板体系来说，计算中一般只需考虑第一阶.

对于较复杂的楼板体系，可通过有限元分析得到其各阶竖 向自振频率.

图2中简谐振动加速度等于简谐力与楼板系统质量比值乘以响应因子，而响应因子又和自振 频率与荷载频率的比值f/f及阻尼比β直接相关，正是这些参数决定楼板系统的振动情况.

楼板的振动响 应与楼板自身的动力特性（质量、阻尼、刚度）有关，改变楼板的阻尼和质量就可以控制共振加速度，达 到控制楼板振动的目的，有些情况下也可以采用楼板自振频率与动荷载频率错开的方法，这正是楼板系统 振动设计和舒适度评价的理论基础.

2（峰位量级） 160 120 力 & 质量 量 刚度率阻尼 40 简 楼竖向自振频率（） 0 10 20 30 动荷裁作用频率 频率（Hz) 图2楼板系统共振示意图 图3楼板系统自振频率分布示意图 2现行的楼盖振动评价标准 2.1国际标准化组织ISO10137-2007 ISO10137-2007在附录C中规定了建筑物的舒适度评价方法参见ISO2631-1（即为我国的国标GB/T 13441.1-2007），包括基本评价方法和附加评价方法两种，相应的评价指标分别为：频率计权加速度均方 根或振动剂量值（VDV）.

1）均方根（R.M.S）加速度，其表达式为： am.=] a²(t)dt]2 式中：a（t）为某时刻t的加速度值：T为积分时间.

2）频率计权均方根加速度： aw=[>（Wa)²}2 式中：aw为频率计权加速度值m/s²：W为第i个1/3倍频程带的计权因数：a为第i个1/3倍频程
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 带的均方根加速度.

T为测量时间长度.

3）四次方振动剂量值：波峰因数定义频率计权加速度的最大瞬时峰值与其均方根值的比值，为当波 峰因数大于6时，采用四次方振动剂量值（VDV）作为评价指标.

表达式为： VDV ={J[a(t)a dt) 式中：aw（t)为瞬时频率计权加速度值m/s²：T为测量时间长度.

均方根加速度评价方法适用于当波峰因数小于6时，ISO10137-2007提供竖向、水平方向和合成方向 的频率（f)-计权均方根加速度（a）基本曲线，根据时间、地点和振动类型的不同将频率（f)-计权均方根加 速度（a）曲线乘以相应的倍乘因子得到该环境下的振动舒适度限值.

将求得的测点加速度均方根值与该限 值比较，即可得出该测点舒适度结论.

0.8 5 50880 f 图4竖向频率（f)-计权均方根加速度（a)基本曲线 四次方振动剂量值评价方法适用于当波峰因数大于6时，基本评价方法可能会低估振动的影响（高波 峰因数、偶然性冲击等），此时采用附加评价方法.

ISO10137-2007提供了振动剂量值的限值标准，将求 得的测点VDV与限值标准比较，得出该测点舒适度结论.

图5附加计权值的频率计权曲线 2.2英国标准BS6472-2008 BS6472-2008适用于住宅、办公场所等建筑物的舒适度评价，与ISO10137-2007不同，该标准仅采用 振动剂量值VDV作为舒适度评价指标，是评价连续性、间歇性和冲击振动的统一标准，并给出不同类型振 动的VDV计算方法，可用于竖向和水平振动的舒适度评价.

1）连续性振动VDV计算方法 VDV>/aAay/nignt = [J α(t)a dt0.25 式中VDVb/day/migh为振动剂量值，α（t)为频率计权加速度，T为白天或晚上振动发生总时段.

2）当振动有规律地重复，只需测定有代表性的一段，其持时记为r，其动剂量值记为VDVb/dx，那么
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 白天或晚上总的VDV表达式为： VDVsa Aay = tday) 0.25 ×VDVs/a x ² 式中：tday为一天的振动暴露时间 3）当评价时段内包括N段不同的振动，每段的持续时间为t，振动剂量值为VDVs/dt ，那么一个白天 或晚上总的VDV表达式为： 0.25 VDVsj day/sight = VDV 此外，若连续振动数量级不随时间变化且波峰因数介于3和6之间，可由下式计算eVDV估计振动剂量 值 eVDV = 1.4 ×α(t)ms x0.25 式中：eVDV为估计振动剂量值，α（trms为频率计权均方根加速度，t为总的振动暴露时间.

计算出16小时（白天）或8小时（晚上）的振动剂量值之后，可以根据下表得到舒适度评价结论， 判断的依据为振动环境中的人产生负面评价的可能性.

表1住宅建筑中不同VDV值引起负面评价的可能性 地点和间 负面评价可能性低 负面评价可能性中 负面评价可能性高 mg1.7s m-g~1.75 m -g~1.75 住宅建筑 16小时白天 0.2至0.4 0.4至0.8 0.8至0.6 住宅建筑 8小时晚上 0.1至0.2 0.2至0.4 0.4至0.8 注：对于办公建筑和车间，白天16小时的振动剂量值相应地乘以系数2和4.

2.3加拿大钢结构协会标准（CSA标准） 加拿大规范采用了组合楼盖的峰值加速度作为评价指标.

该规范采用Allen和Rainer提出的关于人 对振动反应的基本曲线，如图6所示，该曲线量化了人行激励下住宅、办公室和学校的使用者对于楼板振 动的感觉.

CSA曲线是通过42个大跨楼盖系统测试数据，结合研究人员和使用者的主观评价而得到的.

100 -0S 行走振动（12%阻尼） 10 速 行走报动（6%阻尼） 2.5 加 重 行走报动（3%阻尼） 0.5 行走据动 加 （10~30个周期） 值0.2 峰 0.1 1.02.0 3.0 5.0 10 20 30 频率(Hz) 图6 CSA 标准曲线 2.4美国钢结构协会标准（AISC标准）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 AISC针对人行荷载下钢框架楼盖体系和人行天桥的振动舒适度提出了设计标准.

该标准将人行荷载 分为一般行走激励和有节奏激励（如跳舞、健身操等），并针对不同激励提出了相应的标准.

对于行走激励， 采用加速度限制标准，当加速度峰值a与重力加速度g的比值不超过限值ao/g时，则满足楼面设计要求.

该 标准给出了P和β的建议值以及不同的环境的加速度限值，见表2.

加速度峰值a与重力加速度g的比值 计算方法： _ exp (0.35f)P g βw 式中P=人行激励荷载，f=次梁或托梁板、主梁楼板、组合楼板的基本固有频率，β=结构阻尼比，W= 次梁或托梁板、主梁楼板、组合楼板的有效重量.

表2AISC中建议的加速度限值 分类 持续力P 阻尼比β 加速度限值a/g×100% 办公室、住宅、教堂 0. 29K% 0. 02~0. 05 0.5% 商场 0. 29KX 0.02 1. 5% 室内人行天桥 0. 41KN 0.01 1.5% 室外人行天桥 0. 41KN 0.01 5. 0% 说明：当建筑的非结构构件很少时（只存在天花板、管道、隔板等）阻尼比为0.02，例如开放的办 公区域和教堂：建筑内有非结构构件和家具时（只有少量的可拆卸的隔板），阻尼比为0.03，例如典型的 模块化办公区：建筑内的每个楼层内都存在隔墙时，阻尼比取0.05.

有节奏激励的动力荷载和结构的共振反应较大，难以通过提高阻尼或者质量的方式有效地减小振动反 应，因此设计要求结构自振频率满足规定最小基频限值.

对于有节奏激励，采用频率限值标准，该标准给 出了不同的有节奏激励的荷载频率、有效重量和动力因子等参数的建议值用于频率限值的计算.

有节奏激励的频率限值： kaWp f≥f1 α/g w; 式中，为楼盖基频：f为荷载频率ifstep：i为荷载谐波数（取值为1 2.或3）：fstep为步频：k为常 数（舞蹈1.3，音乐会或者运动会1.7，有氧运动2.0）：a为动力系数：αo/g为加速度限制：wp为活动者 分布在楼盖上的单位面积重量：W为楼盖均布有效总重量（活动者重量加上楼盖自重）.

2.5中国规范 《混凝土结构设计规范》规定：对大跨度混凝土楼盖结构，宜进行竖向自振频率验算，其自振频率不 宜低于下列要求：住宅和公寓5Hz、办公楼和旅馆4Hz、大跨度公共建筑3Hz，工业建筑及有特殊要求的 建筑根据使用功能提出要求.

《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010规定：楼盖结构的竖向振动频率不宜小于3Hz，竖向振 动加速度峰值不应超过表3的限值.

表3楼盖竖向振动加速度限值 人员活动环境 峰值加速度限值（n/s） 竖向自振频率不大于2Hz 竖向自振频率不小于4Hhz 住宅、办公 0.07 0.05 商场及室内连廊 0. 22 0.15 注：楼盖结构竖向自振频率为2Hx～4Hz时，峰值加速度可按线性插值选取

第二十三届全国高层建筑结构会议论文2014年 高层建筑结构学术交流的历史进程 一全国高层建筑结构学术交流会四十年回顾 赵西安 （中国建筑科学研究院，北京100013） 摘要 全国高层建筑结构学术交流会从1975年开始，已经走过了整整40年的历程.

它见证了我国现代高层建筑 的发展的辉煌历史.

23届会议，每届会议都总结了我国高层建筑设计和施工经验，交流了最新的研究成果， 规划了下一个两年的工作.

会议得到全国同行的认可，受到高度的重视，规模也从第一届的30余名代表， 发展到后来的每届四五百人热烈参会，成为本行业学术水平最高的大型会议.

与此相应，也产生了一支高水 平的高层建筑结构专家团队一高层建筑结构委员会.

本文对这一段难忘的40年历史进行了回顾，以将史实 留给后来者.

关键词 高层建筑结构学术交流会高层建筑结构学组高层建筑结构委员会学术交流高层建筑结构 设计规程 1交流会诞生的历史背景 六七十年代高层建筑的迅速发展 上一个世纪五十年代，我国的国民经济迅速发展，对高层建筑有了新的需求.

以迎接国庆十周年 为契机，北京建成了国庆十大工程.

这些工程中包括了许多十多层的办公和旅馆建筑，如民族文化宫（12 层）、民航大楼（15层）、民族饭店（15层）等，对于8层以上的建筑属于高层建筑的定义而言，这些工 程是我国第一批现代高层建筑（图1~图3）.

这批工程基本上采用框架结构，主体高度在50m以下.

通过 这些工程的设计和施工，已经积累了跨入高层建筑工程的实际经验.

1968年，广州宾馆建成，达到了27层、87m的高度（图4）.

广州宾馆吸收了欧洲和香港地区的经 验，突破了以往只采用框架结构的作法，首次在内地采用了大间距剪力墙结构，为后来广泛采用剪力墙结 构和框剪结构打下了基础.

1974年，广州白云宾馆（33层）首次突破100m的高度，达到112m（图5）.

这工程同样采用了间 距为7.2m的剪力墙为抗侧力结构.

鉴于当时内地最大的计算机内存只有16K的实际情况，内力位移分析 时将联肢墙连续化，建立微分方程由计算机求解.

这一连续化分析方法延续了以后的十年.

1975年和1976年间，内地剪力墙结构的高层住宅建筑迅速发展，继北京建成小开间剪力墙高层住宅广播 住宅楼（12层）和民航住宅楼（12层）后，上海建成了内地首批底层为框架的框支剪力墙高层住宅楼一 一天目路住宅楼（图6）和华盛路住宅楼（均为12层.

赵西安，男，1940年出生，研究生毕业，研究员
第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 图1北京民航大楼，15层，1959 图2 北京民族饭店，15层，1959 图4广州宾馆，27层，87m，1968 图5广州白云宾馆，33层，112m，1974 图6上海天目路框支剪力墙结构住宅，12层，1975 当时，高层建筑集中于北京、上海和广州三地，三地的高层建筑又采用不同的结构形式，不同的设计 施工方法，因此高层建筑相关的技术人员都感到有必要进行技术交流，呼吁召开技术交流会.

因应需要，1975年、1976年由中国建筑科学研究院召集，在北京召开了两次高层建筑结构技术交流会.

第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 1976年唐山大地震 1976年7月28日，发生了唐山大地震，震级7.8.

由于唐山过去是地震不设防的城市，震中 烈度又达到11度，唐山几乎夷为平地（图6）.

靠近唐山的天津，一些高层框架结构也受到严重的破坏（图 7）.

为了分析地震灾害，总结经验教训，1977年5月，在天津召开了新的一次高层建筑结构会议.

图6 地震后的唐山，建筑物全部受到破坏，绝大部分完全倒場 图 7 天津汉洁化工厂，高层工业厂房框架结构倒場 由于前后三次会议都非常成功，大家要求以后继续定期召开高层建筑结构的技术交流会.

这样，连续 三届召开的高层建筑结构技术交流会就延续了下来，并更名为学术交流会，编上了届号.

2 学术交流会 历届会议汇总 从1975年第一届高层建筑学术交流会至2014年第二十三届会议召开，已经走过了40年的历程.

23届会议的情况见表一.

第二十三届全国高层建筑结构会议论文 2014年 表1 历届学术交流会的情况汇总 届别 时间 地 点 届别 时间 1975.3 北京 十三 1994.9 贵阳 三 1976.5 北京 十四 1996.10 福州 三 1977.5 天津 十五 1998.10 武汉 四 1978.5 上海 十六 2000.11 上海 五 1979.12 广州 七 2002.11 杭州 六 1981.1 厦门 十八 2004.10 重庆 七 1982.6 九江 十九 2006.8 长春 1984.5 屯溪 二十 2008.6 大连 九 1986.5 =- 2010.10 南京 1988.6 青岛 二十二 2012.10 厦门 1990.6 丹东 二十三 2014.11 广州 十二 1992.10 南京 从1982年九江会议起，高层结构学组（委员会）的会议与全国高层建筑结构学术交流会（大会）同 时召开.

从2006年长春会议起，中国建筑学会建筑结构分会的会议与全国高层建筑结构学术交流会的会议 合并举行.

会议的回顾 1975年3月，根据北京、广州和上海高层建筑发展的情况和三地同行交流经验的需要，中国建筑科 学研究院邀请三地的设计、施工单位的代表，来京参加一次高层建筑结构设计与施工经验交流会.

这次会 议在中国建筑科学研究院举行，参会代表35名，住在建研院招待所，会场就在建研院的老中楼会议室（图 7）.

由于是第一次举办这样的经验交流会，所以没有特定的主题，代表们也没有准备书面的资料，大家畅 所欲言，介绍了自已所设计和施工的工程情况和存在的问题，大家觉得很有启发，颇有收获，于是相约明 年再举办一次.

1976年5月，由中国建筑科学研究院主持召开了第二次经验交流会，会议规模扩大到50人，会议 地点改到建设部大院三号楼招待所.

参会的部分代表为了更好地交换意见，自行印发了相关的书面材料， 顾受大家欢迎，从此就有了“带着自己的资料参加会议”的传统.

由于这两次交流会属于同行相邀的会议， 还没有要形成系列会议的想法，也没有举行下一次会议的预案.

出乎人的预料，1976年7月28日发生了唐山大地震，震级达7.8级，震中唐山丰南的烈度达 到毁灭性的11度.

由于此前唐山是非抗震设防城市，绝大部分建筑采用的是无抗震能力的砖石结构，震 中地区几乎夷为平地，死亡26万人，受伤40万人，这一近代史上空前惨烈的灾害震惊了 图7第一届高层建筑结构会议举办地点-中国建研院中楼和当时部分参会者
第二十三届全国高层建筑结构会议论文2014年 全世界.

唐山为数极少的几座多层钢筋混凝土框架建筑，也因是非抗震设计而受到严重破坏.

由于地震烈 度太高，其严重的震害现象远超抗震设计的典型范围（图8、图9）.

天津的烈度为8、9度，此前的设防 烈度为7度：天津又有许多钢筋混凝土结构多层和高层建筑，在地震中分别受到不同程度的震害，分析这 些震害，对于今后高层建筑抗震设计具有极高的价值.

特别是天津友谊宾馆（11层，45m），框架一剪力 墙结构，7度设防，经受8度地震，刚建成不久，震害具有特别的典型性（图10）.

应各地同行的要求， 1977年5月在天津海河饭店召开了第三次高层建筑结构设计与施工经验交流会.

会议的主题就是唐山地震 与高层建筑结构，参会代表达到80人.

会议由中国建筑科学研究院主办，天津市建筑设计院承办，从此 历届会议都采用由中国建研院主办、会议所在地设计院承办的模式，更为正规化了.

图8唐山矿业学院图书馆框架结构倒均 图9唐山新华旅馆框架柱压碎 图10天津友谊宾馆，11层框架-剪力墙结构 天津会议上，代表们考察了天津高层建筑的地震震害，特别是以友谊宾馆框架结构和框架-剪力墙结构 的典型震害为对象进行了深入的分析，得到许多重要的结论.

会上一致决定组织编制高层建筑结构设计和 施工的指导性文件《高层建筑结构设计与施工规定》.

大会取得圆满成功，与会代表一致肯定了继续举办 经验交流会的必要性，建议今后大约一年举办一次，并改名为“高层建筑结构技术交流会”，给以每次会 议顺序号.

1978年5月的上海会议、1979年12月的广州会议，都采用了天津会议的模式.

会议采用邀请 参加的方式，会议的规模都控制在80人左右.

这五次会议在高层建筑结构领域产生了巨大的影响，尤其是会议坚持了技术性、学术性，坚持不得在 会议中进行任何商业活动的规定，与其他一些会议有明显的区别.

因此，受到设计、施工、科研和高校的 重视，纷纷要求扩大会议规模，特别是要求扩大代表范围，让科研和高等院校等单位也能参加会议.

在这样的氛围下，1981年1月的厦门会议是一次大的飞跃.

改为报名参加会议，但是即使增加了提交 论文作为优先参会的条件，会议人数也达到150人.

由于科研单位和高等院校参加会议，提交了许多科研 成果的论文，突破了以往局限于实际工程设计与施工的讨论范围，所以改名为“第六届全国高层建筑结 构学术交流会”，“全国”和“学术”的定性，从厦门会议开始，一直延续到今天（图11~图15）.

国家铁路局关于印发《铁路技术标准管理 办法》的通知 国铁科法规[2024]29号 国铁集团、国家能源集团，中国中车、中国通号、中国中铁、 中国铁建，中国交通运输协会、中国地方铁路协会、中国铁道 学会、中国铁道企业管理协会、中国铁道工程建设协会、中国 铁道物资流通协会，各标委会、标准归口单位，铁道出版社， 局属各单位、机关各部门： 现将《铁路技术标准管理办法》印发给你们，请遵照执行.

国家铁路局 2024年12月9日 （此件公开发布）
铁路技术标准管理办法 第一章总则 第一条为了加强铁路技术标准管理工作，促进科学技术进 步，保障铁路建设和运营安全，适应铁路技术发展和管理的需 要，根据《中华人民共和国标准化法》《中华人民共和国标准 化法实施条例》等法律法规和《国家标准管理办法》《行业标 准管理办法》《工程建设国家标准管理办法》《工程建设行业 标准管理办法》等有关规章，制定本办法.

第二条铁路标准包括铁路国家标准、铁路行业标准，以及 铁路相关的团体标准、企业标准.

本办法中“铁路技术标准”是指铁路行业标准和铁路国家 标准，铁路行业标准代号为“TB”.

第三条铁路技术标准分为装备技术、工程建设（含工程造 价）、运输服务标准.

第四条铁路装备技术行业标准、铁路运输服务行业标准是 推荐性标准，铁路工程建设行业标准分为强制性标准、推荐性 标准.

铁路国家标准分为强制性标准、推荐性标准.

强制性标准必须执行.

鼓励采用推荐性标准 相关法律、法规、规章要求必须执行的推荐性标准具有强 制约束力，应当按法律、法规、规章的相关规定予以实施.

第五条铁路技术标准管理工作的主要任务是制定铁路标准 化发展规划，研究建立并不断完善铁路技术标准体系，并以铁 路技术标准体系为指导，组织制修订铁路行业标准，组织编制 铁路国家标准，组织实施标准和对实施情况进行监督检查，组 织开展铁路技术标准国际化工作.

第六条铁路行业标准的制修订和铁路国家标准的编制，应 当符合国家法律法规和有关规章的规定.

第七条对没有国家标准、需在铁路行业范围内统一的下列 技术要求，应当制定铁路行业标准： （一）铁路基础通用技术要求和术语、符号、制图方法.

（二）铁路系统性、兼容性和互联互通等技术要求.

（三）铁路专用装备和系统通用技术要求、试验方法及其 主要部件的技术要求、试验方法.

（四）铁路工程勘测、设计、施工、验收等质量要求，以 及专用的试验、检验、评定等方法.

（五）铁路工程造价办法规则、费用标准、专业定额、价 格信息.

（六）铁路装备、建设和运营的安全要求，运输组织作业 具体要求由铁路运输企业规定.

（七）铁路环境保护、运输服务质量、卫生健康要求.

（八）铁路建设运营中需要统一的其他有关技术要求.

第八条铁路技术标准的技术要求不得低于强制性国家标准 的相关要求，并与有关国家标准和行业标准协调配套.

禁止利用铁路技术标准实施妨碍商品、服务自由流通等排 除、限制市场竞争的行为.

第九条铁路行业积极开展标准化对外合作与交流，参与国 际标准化活动，参与制定国际标准，结合国情采用国际标准， 推进中国铁路技术标准与国外标准之间的转化运用.

鼓励企业、社会团体和教育、科研机构等参与国际标准化 活动.

第十条铁路技术标准属于科技成果，对符合条件，且具有 技术创新、拥有自主知识产权、技术水平高，同时取得显著效 益的标准，应当纳入科技奖励范围.

第二章管理职责 第十一条国家铁路局科技与法制司（以下简称“科技与法 制司”）负责铁路技术标准的管理工作，主要包括： （一）贯彻国家标准化工作的法律、法规、方针、政策， 编制铁路行业的标准管理办法，编制铁路标准化发展规划.

（二）建立并完善铁路技术标准体系，组织开展铁路技术 标准基础研究工作.

（三）编制国家铁路局年度标准项目计划，并提出项目经 费预算.

（四）组织编制、发布铁路行业标准，并委托出版机构出 版；组织编制、报批铁路国家标准.

（五）管理铁路行业专业标准化技术委员会（以下简称 “标委会”）和铁路行业专业标准化技术归口单位（以下简称 “归口单位”）.

受国务院标准化行政主管部门委托管理在铁 路行业设立的全国专业标准化技术委员会.

（六）组织开展铁路技术标准宣贯、实施、复审、监督工 作；负责组织铁路行业标准的解释，研究提出铁路国家标准解 释草案.

（七）组织参加国际标准化活动，开展国际标准制修订工 作；组织铁路技术标准外文版翻译相关工作.

第十二条国家铁路局委托铁路行业标准化专业审评机构， 承担铁路技术标准的技术支撑工作（铁路工程建设标准由归口 单位承担），主要包括： （一）研究提出铁路标准化发展规划和技术标准体系调整 建议，提出铁路技术标准年度项目计划建议.

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该方案应用的高大连续共享空间贝雷梁施工技术，由山东省建设建 工（集团）有限责任公司、山东建筑大学、山东省建筑科学研究院有限 公司共同完成，研究并采用了基于贝雷梁技术的高大连续空间结构悬空 支撑体系，以贝雷梁为主要核心技术的悬空支撑体系，不受空间结构高 度的影响，通过预应力调节贝雷梁的挠度变形，为多层结构持续施工提 供了安全保障，创新采用贝雷梁作为房屋建筑高大空间结构梁板的支撑 平台，解决了传统方法将施工荷载直接传递给下部结构所带来的不利影 响，贝雷梁式悬空支撑体系由贝雷梁和钢牛腿组成，上部结构施工荷载 传递到贝雷梁上，并通过两侧的钢牛腿传给周边主体结构，上部施工荷 载传递给结构主体，对于单层空间结构，结构主体一般不需加固，对于 承担多层空间结构荷载时，需对周边主体结构进行适当加固，充分发挥 了建筑结构本身的设计承载力，贝雷梁将上部施工荷载传递给四周框架 梁，由于贝雷梁需承担上部2-3个共享空间的施工荷载，框架梁承载力 不足.

在框架梁下部设置斜向钢管支撑柱和水平格构式钢拉杆，钢管柱 连接框架梁和框架柱，格构式钢拉杆连接相邻的框架柱，提高框架梁和 框架柱的力学性能.

后续工作可以提前穿插进行，为工期优化提供了科 学依据、大大降低了施工费用.

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山东省建设建工（集团）有限责任公司 2023年5月 建精品工程 创名牌企业 ini
山东汇金国际金融中心高大模专项施工方案 山东建工 目 工程概况 （一）工程总概况 （二）高大模板概况 2 附图- .3 .4 附图三 .5 二、编制说明及依据 （一）编制说明 .6 （二）编制依据. 6 三、施工部署及准备.

8 （一）施工计划 ..8 （二）技术准备 9 （三）材料准备计划 .9 （四）劳动力准备. 12 （五）施工机械与设备准备 12 四、质量、安全管理机构 13 （一）现场质量领导小组 13 （二）现场安全领导小组 .14 （三）质量、安全机构网络图. .14 五、模板体系设计 14 （一）三层服务用房 15 （三）十六层共享大厅（贝雷架） 20 （四）十六层露台 22 （五）二十一层共享大厅 24 （六）二十七层共享大厅（贝雷架） 26 （七）机房层. 28 （八）贝雷架支撑平台 32 六、模板支撑构造要求 39 （一）水平杆构造要求 （二）立杆构造要求 （三）拉结构造要求 0 （四）剪刀撑搭设要求 43 七、模板支撑体系施工要求. .43 （一）模板搭设要求. .44 （二）搭设工艺 46 （三）模板、贝雷架支撑系统的搭设 47 （四）支撑架体、贝雷架的拆除 48 八、质量保证措施.. .52 （一）贝雷架牛腿焊接要求 52 （二）高大模板支莱的验收 52 （三）混凝土浇筑. 56 九、模板施工安全保证措施 57 （一）施工要求 57 建精品工程 创名牌企业
山东汇金国际金融中心高大模板专项施工方案 山东建工 （二）施工技术措施 59 （三）安全防护措施 ..60 （四）高空作业安全措施 61 （五）雨暑期施工保障措施 62 （六）冬期施工保证措施 .. 63 （七）安全用电措施.. .63 （八）现场防火措施 ..64 十、模板支架监测措施、 .65 十一、施工应急救援预案.. 67 （一）危险源分析及预防措施 ..67 （二）救援组织机构. 73 （三）模板整体倒塌应急措施 .74 （四）高处坠落事故预防和应急措施 .76 （五）临时用电事故预防和应急措施 78 （六）物体打击应急措施 08 （七）机械伤害应急措施 .80 （八）消防应急措施 80 十二、绿色施工措施 83 （一）环境保护 .83 （二）节材措施 84 （三）节能措施 ..85 十三、计算书 ..86 三层大厅计算书 .86 十层大厅计算书.

140 十六层大厅计算书.. .206 二十一层大厅计算书 .288 二十七层大厅计算书.

339 机房层计算书 .387 十三层贝雷架计算书 475 二十四层贝雷东计算书 .486 电梯井及框架柱支撑贝雷架的牛腿焊缝强度计算 ..496 十三层（二十四层）框东柱牛腿焊缝计算书 ..497 三角形钢支撑横杆计算书 .500 格构柱焊接强度计算.

500 13层剪力墙预理件计算书 ..502 13层钢支撑锚筋埋件计算书 .505 24层剪力墙、框柱预埋件计算书 ..509 24层钢支撑预理件计算书.. .512 30米贝类架钢绞线计算书. ..515 十四、贝雷平台和砼大梁支撑施工方案 .519 （一）编制依据及总则 .519 （二）工程概况 520 （三）施工部署 521 （四）砼大梁支撑、贝雷平台施工和钢绞线安装方案 522 建精品工程 创名牌企业

ICS13.310 A 90 GA 中华人民共和国公共安全行业标准 GA 165-2016 代替GA165-1997 防弹透明材料 Ballistic transparentmaterial 2016-10-08发布 2016-11-01实施 中华人民共和国公安部 发布
GA 165-2016 前言 本标准的全部技术内容为强制性.

本标准按照GB/T1.1-2009给出的规则起草.

本标准代替GA165-1997《防弹复合玻璃》，与GA165-1997《防弹复合玻璃3相比，除编辑性修改 外，主要技术内容修改如下： 修改了标准名称： -修改了产品分类、分级的规定（见4.1、4.2、4.3.1997年版的4.1、4.2）； 修改了防弹透明材料的代号（见4.4，1997年版的4.3）： 修改了透光率的要求（见5.3，1997年版的5.2）； 增加了部分术语和定义（见3.5）； 增加了防弹透明材料尺寸偏差的要求（见5.2）； 一增加了防弹透明材料分级中防护枪弹的种类（见4.2.1997年版的5.4）； 增加了环境适应性的要求（见5.5.1997年版的5.3）； 增加了附录A和附录B 本标准由全国安全防范报警系统标准化技术委员会实体防护设备分技术委员会（SAC/TC100/ SC1）提出并归口， 本标准起草单位：公安部安全与警用电子产品质量检测中心、广州兴华玻璃工业有限公司、绍兴透 明装甲材料有限责任公司、公安部安全防范报警系统产品质量监督检验中心、北京四方亚明安防工程有 限公司、普非贸易（北京）有限公司.

本标准起草人：邱日祥、杨杰、张志泉、王天根、顾建文、林亚、宋林.

本标准所代替标准的历次版本发布情况为： GA 165-1997.
GA 165-2016 防弹透明材料 1范围 本标准规定了防弹透明材料的术语和定义、分类分级与代号、技术要求、检验方法、检验规则、标识、 包装、运输及贮存， 本标准适用于具有防弹性能需求的防弹复合玻璃等透明板材的生产、检验和验收.

2规范性引用文件 下列文件对于本文件的应用是必不可少的.

凡是注日期的引用文件，仅注日期的版本适用于本文 件.

凡是不注日期的引用文件，其最新版本（包括的修改单）适用于本文件.

GB5137.2-2002汽车安全玻璃试验方法第2部分：光学性能试验 GB/T6544瓦楞纸板 GJB3196枪弹试验方法 3术语和定义 下列术语和定义适用于本文件.

3.1 具有防弹能力、透光率达到一定要求的板材， 3.2 测试卡testing card 用来收集测试样品飞溅物的一种瓦楞纸板， 3.3 穿近penetration 测试样品中弹后，在样品上出现通透的孔洞.

3.4 飞滋物fragment 测试样品中弹后，从样品上产生飞离样品本体的碎片.

3.5 标称厚度norminal total thickness 单层或多层材料组成防弹透明材料后，其总厚度的最低标称值.

3.6 有效命中fairhit 射击试验时，弹头人射角偏差小于或等于5，弹着点之间的距离符合表5的要求，弹着点与边缘的 距离大于或等于50mm，弹头类型、弹头初速和弹着点符合表1要求的射击.

GA 165-2016 4分类、分级与代号 4.1分类 对防弹透明材料样品进行射击试验后，根据试验后的状态对产品进行如下分类： a）A类防弹：弹头或弹片未穿透防弹透明材料，防弹透明材料背面有飞溅物，但没有穿透测试卡.

b）B类防弹：弹头或弹片未穿透防弹透明材料，防弹透明材料背面无飞溅物.

4.2防弹性能分级 防弹透明材料按照抵抗不同枪械、枪弹能力大小进行分级，防弹性能分级见表1.

表1防弹性能分级 弹头标称 枪弹初 弹头直径× 枪弹类型 质量 速度 弹头结构 弹头长度 适用枪型 g (m/s) 1级 1964年式7 62mm手 4 87 320±10 四头铅心、钢被甲 7.62×17 1977年式7.62mm手枪 枪梁（铅心) 1964年式7.62mm手枪 1951 年-1式 7.62 mm 圆头钢心，覆钢钢 2级 手枪弹（钢心） 5 6 445±10 被甲 7 62×25 1954年式7.62mm手枪 3级 1951 年-1式 7.62 mm 5.68 515±10 头钢心，覆铜 手枪弹（锅心） 被甲 7 62×25 79式微型冲锋枪 1956年式7.62mm半自 1956年式7.62mm普 4级 8.05 720±10 尖头锥底钢心、铅 7 62×39 动步枪 通（锅心） 套、覆钢钢被甲 1981年式7.62mm自动 步枪 1979年式7.62mm里击 1953年式7.62mm番 5级 9.6 830±10 尖头链底钢心、铅 7.62×54 步枪 通弹（钢心） 套、覆钢钢被甲 1985年式7.62mm组击 步枪 尖头链底钢心、铅 6级 53式穿甲燃烧弹 10 45 810±10 套、燃烧剂、覆钢钢 7 62×54 1985年式7.62mm租击 被甲 步枪 注1：超过6级防弹性能的为特殊等级.

注2：其他需要特别关注的枪弹威胁类型参见附录A 4.3环境温度适应性分级 根据防弹透明材料使用气温环境的区别进行分级，气温环境适应性分级见表2. 2
GA 165-2016 表2环境温度适应性分级 环境温度适应性分级 温度范围 I级 0~0 Ⅱ级 10 C~55 C Ⅲ级 25 C~55 C I级 55 C~85 C 4.4代号 防弹透明材料的代号由产品名称代号（FDCL）、产品分类代号、产品分级代号、产品厚度、企业自定 义代号、环境温度适应性分级组成， --□□-□□-□□口□ 环境温度适应性分级 企业自定义代号 防弹透明材料标称厚度（单位为mm） 防弹分级及分类 防弹透明材料名称代号，FDCL 示例1：FDCL-4B-40-AB02-I表示AB公司生产的02型4级防弹透明材料.

防1956年式7.62mm半自动步枪/ 1981年式7.62mm自动步枪发射1956年式7.62mm普通弹（钢心）B类，材料标称厚度为40mm，环境温度适应性为I 级（0C~40C). 示例2：FDCL-3A-30-AB01-Ⅲ表示AB公司生产的01型3级防弹透明材料.

防79式微型冲锋枪发射1951年-1 式7.52mm手枪弹（钢心）A类，材料标称厚度为30mm，环境温度适应性为Ⅲ级（一25C~55C）.

5技术要求 5.1外观及标志 5.1.1外现 防弹透明材料的结构组成应与企业明示的一致，表面应光滑、平整，无明显的划痕、气泡，并应进行 消除尖锐边缘的打磨处理.

5.1.2标惠 防弹透明材料上应有清晰永久性的产品标志，内容至少包括： a）生产厂中文名称（或商标）； b）产品名称和代号： c）生产年份： d）着弹面.

ICS13.310 A 90 GA 中华人民共和国公共安全行业标准 GA844-2018 代替GA844-2009 防砸透明材料 Forced entry resistant transparent material 2018-08-06发布 2019-01-01实施 中华人民共和国公安部 发布
中华人民共和国公共安全 行业标准 防砸透明材料 GA 844-2018 中国标准出版社出版发行 北京市朝阳区和平里西街甲2号（100029） 北京市西城区三里河北街16号（100045） 网址.spc.net.cn 总编室：（010）68533533发行中心：（010）51780238 读者服务部：（010）68523946 中国标准出版社秦皇岛印刷厂印刷 各地新华书店经销 开本880×12301/16印张0.75字数20千字 2018年12月第一版 2018年12月第一次印刷 书号：1550662-33723定价16.00元 如有印装差错由本社发行中心调换 ：（010)68510107
GA 844-2018 前言 本标准的全部技术内容为强制性.

本标准按照GB/T1.1一2009给出的规则起草.

本标准代替GA844-20094防砸复合玻璃通用技术要求》，与GA844-2009相比，除编辑性修改 外，主要技术内容修改如下： -修改了标准名称； 增加和修改了部分术语和定义（见3.1、3.2，2009年版的3.1）； 增加了产品的分类（见4.1）； 修改了防砸性能分级（见4.2，2009年版的4.2和5.4）； 修改了环境适应性的分级和要求（见4.3和5.6，2009年版的5.5）； 修改了产品代号（见4.4 2009年版的4.1）； 增加了标志要求（见5.2）； 修改了透光率（见5.4.2009年版的5.3）； 修改了试验方法（见第6章和附录A，2009年版的第7章）； 修改了检验规则（见第7章，2009年版的第8章）； 修改了标志、包装、运输和储存的要求（见第8章，2009年版的第9章）.

本标准由公安部科技信息化局提出.

本标准由全国安全防范报警系统标准化技术委员会实体防护设备分技术委员会（SAC/TC100/ SC1)归口.

本标准起草单位：公安部安全与警用电子产品质量检测中心、公安部安全防范报警系统产品质量监 督检验中心、广州兴华玻璃工业有限公司 本标准主要起草人：周鑫、李扬、张楠、顾建文、周潮.

本标准所代替标准的历次版本发布情况为： -GA 844-2009. I
GA 844-2018 防砸透明材料 1范围 本标准规定了防砸透明材料的分类、分级与代号、技术要求、试验方法、检验规则、标志、包装、运输 及贮存.

本标准适用于具有防砸性能需求的防砸复合玻璃等透明板材的设计、制造和检验.

2规范性引用文件 下列文件对于本文件的应用是必不可少的，凡是注日期的引用文件，仅注日期的版本适用于本文 件.

凡是不注日期的引用文件，其最新版本（包括的修改单）适用于本文件.

GB/T2828.1计数抽样检验程序第1部分：按接收质量限（AQL）检索的逐批检验抽样计划 GB/T5137.2-2002汽车安全玻璃试验方法第2部分：光学性能试验 3术语和定义 下列术语和定义适用于本文件.

3.1 防砸透明材料forcedentryresistant transparent material 具有防砸能力、透光率达到一定要求的板材， 3.2 冲击面strike face 防砸透明材料先接触冲击工具的表面. 4分类、分级与代号 4.1分类 对防砸透明材料样品进行冲击试验后，根据试验后的状态进行如下分类： a）基础防护（P类防护）：防砸透明材料背面允许出现裂纹、开口或碎片剥落，但不能造成穿透性 洞口； b）全防护（S类防护）：防砸透明材料背面表面光滑、无裂纹或开口、无碎片剥落. 4.2防硬性能分级 防砸透明材料按照防砸能力大小进行分级，防砸性能分级见表1.

GA 844-2018 表1防砸性能分级 等级 防砸性能试验工具 冲击高度/mm 冲击次数/次 A 580 3 B 质量12000g±20g，冲击前端表面为30mmX5mm，表 面硬度在40HRC~45HRC的锐器 1 020 6 C 2 300 20 质量12000g±20g.冲击前端表面为30mmX5mm，表 面硬度在40HRC~45HRC的锐器 3 080 30 D 在上述实验基础上，还应能承受3.5kg的GFP810型消防平以10次/min的速度进行80次冲击 4.3环境温度适应性分级 防砸透明材料根据使用气温环境的区别进行分级，气温环境适应性分级见表2. 表2环境温度适应性分级 环境温度适应性分级 温度范围 I级 .0~2.0 Ⅱ级 -10℃~55℃ Ⅲ级 -25C~55℃ IV级 -55C~85℃ 4.4代号 防砸透明材料的代号由产品名称代号（FZCL）、产品分类代号、产品分级代号、产品标称厚度、企业 自定义代号、环境温度适应性分级组成.

00□0-0-0-- 环境温度适应性分级 企业自定义代号 产品标称厚度：防硬透明材料标称厚度（单位为mm） 一产品分级代号：用"A""B""C""D”表示 产品分类代号：用"S""P”表示 产品名称代号：用“FZCL”表示 示例1：FZCL-SA-17-AB01-I表示AB公司生产的01型A级防硬透明材料，防护分类为全防护，标称厚度为 17mm，环境函度适应性为I级（0C~40C）. 示例2：FZCL-PB-29-AB03-Ⅲ表示AB公司生产的03型B级防砸透明材料.

防护分类为基础防护，标称厚度为 29mm，环境温度适应性为Ⅲ级（-25C~55C）.

5技术要求 5.1外观 防砸透明材料表面应平整、光滑，胶层均匀，四棱应进行磨边和倒角.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某大跨连廊结构设计及人致振动响应分析 齐曼亦“ （上海建筑设计研究院有限公司，上海200041） 摘要：为满足建筑功能需要，本文对某大跨连廊采用两种有限元软件进行分析计算，验证结构合理性，并采取 抗震措施以满足性能化设计要求，确保结构的安全性.

连廊的竖向振动基频与人步行频率接近，引发共振，采用调 频质量阻尼器（Tuned Mass Damper，简称TMID）对其进行减振控制.

在研究连廊结构动力特性的基础上，确定TMD 布置，合理设置参数，计算不同工况下的人致振动响应.

结果表明，TMD可以有效减小大跨连廊结构的动力响应， 以满足人体舒适度的要求，提高其使用性能.

关键词：大跨：抗震性能设计：人致振动：TMD 1连廊概况 发生碰撞：地下室整体联通，地下室顶板作为上部 结构的嵌固端.

该连廊跨度为25.6m，宽5.5m，层 高6.0m，总高度13.4m，其建筑平面图如图2.1所 该项目位于上海市浦东新区世博园B片区03A 示， 街坊内，西临长清北路，北至博城路，东至B03A-03、 03A-04地块，南至规划二路：其包括南北两栋办公 楼，仅一层的空中连廊在裙房处将其连接，整体建 筑效果图如图1.1所示.

该连廊作为南北商业区的 D 通道，同时形成了办公主入口的前广场，并兼具落 客及雨篷的作用.

入口上空 温原景观平台 南北楼景观连局 图1.1连廊建筑效果图 连廊结构体系及主要平面布置 89 @ 该项目结构设计年限50年，结构抗震按7度设 图2.1连廊建筑二层平面图 防、上海IV类场地设计，设计地震分组为第一组， 考虑到建筑入口处的视觉通透性，连廊外延靠 抗震设防类别为标准设防类.

该连廊与南北两楼之 近A轴的柱不落至地下室顶板，二层楼面通过吊柱 间均设置200mm宽的抗震缝，确保大震下各单体不 悬挂于三层的型钢混凝土（后简称SRC）梁上：该 1作者简介：齐曼亦（1988-），女，硕士
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 SRC梁亦连接垂直于跨度方向的3棍SRC框架，为 4 结构分析计算 其提供平面外的刚度：故整个连廊结构是由SRC框 架、钢梁屋面、钢吊柱组成的悬挂结构，其三维模 型图如图2.2所示.

根据抗规"、高规要求，在地震作用计算时采 用弹性振型分解法，考虑偶然偏心和双向地震作用， 按照相应的荷载组合对连廊结构进行承载力设计和 变形验算.

采用SATWE和ETABS两种软件分析，所 得结果对比如表4.1、表4.2所示.

表4.1结构整体控制指标对比 SATWE ETABS 模态 周期 振型 周期 图2.2连廊三维模型图 0.768 Y向平动 0.798 3.9% 3 抗震性能目标的确定 2 0.761 x向平动 0.792 4.1% 3 0.614 扭转 0.611 0.5% 质期比T/T 0.80 0.77 3.8% 考虑该连廊的结构特点及重要性，为提高结构 的承载力和延性变形能力，结合对经济性的考量， 总质量 2699t 25981 3.7% 依据“小震不坏、中震可修、大震不倒”的抗震设 剪重比 x向 7.2% 6.8% 5.5% 防原则，制定了本工程抗震性能设计目标.

结构响 Y向 8.4% 7.9% 6.0% 应及关键构件性能设计目标如表3.1所示.

表3.1结构抗震性能目标 表4.2结构位移计算结果对比 多遇地霜 设防烈度地 罕遇地震 位移指标 SATWE ETABS 抗震烈度 （小震） 震（中震） （大震） 位移比 x6x 1.20 1.31 9.2% 层间位移角 1/550 1/100 （单向地藏） 限值 △y/6y 1.24 1.20 3.2% SRC 位移比 x/6x 1.31 1.32 0.8% 构 框架柱 弹性 不屈服 抗剪不届服 （偶然偏心） y/6y 1.32 1.25 5.3% 件 SRC 最大顶点位移 x 15.25mm 15.99mm 4.9% 性 框架梁 弹性 不屈服 y 14.07mm 15.07mm 7.1% 能 最大层间位移 x/b 1/895 1/828 8.1% 吊柱 弹性 不屈服 -- 角 y/h 1/808 1/823 1.8% 根据结构布置方案及抗震性能设计目标，拟对 根据表4.1、表4.2对比结果，连廊的整体结 该连廊采取下列主要抗震措施： 构指标相差均在5%~6%以下，各位移指标也控制在 （1）采用两种不同的三维有限元结构分析软件 5%~10%以内，可以认为两种软件计算结果吻合： 对连廊结构进行计算，通过对其结果的对比分析， 同时，各结构整体控制指标均满足规范要求，说明 验证结构计算分析的准确性：复核各结构整体控制 了结构的合理性：虽然连廊结构的X向为单跨框架， 指标，确保结构受力合理，符合抗震概念： 仍具有良好的整体抗扭性能.

（2）通过对关键构件的性能化设计，使结构在 另外，对该连廊结构进行罕遇地震作用下的静 中震、大震情况下不致破坏，影响整体结构的安全 力弹塑性分析，塑性铰首先在二层钢梁与SRC柱相 性： 连节点出现：性能点出最大层间位移角1/196，满 （3）通过对连廊竖向振动舒适度进行分析与评 足1/100的要求.

性能点对应的最大顶点位移为 估，确保其在正常使用状态下具有良好的使用性能.

68mm.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 连廊舒适度评估 如上所述，大跨连廊的承载力及变形等静力性 能可以满足设计要求，但由于轻质、低阻尼等特性， 其竖向自振频率接近人群活动的频率，很容易引起 共振，有可能超过人体舒适度耐受极限，致使人在 心理上产生恐慌：人致振动问题成为制约其使用性 能的关键.

5.1模态分析 (b) 第11阶（4.63Hz) 采用有限元程序SAP2000对该连廊进行动力特 图5.1连廊竖向振型图 性分析.

SRC梁柱及钢吊柱、钢梁均采用框架单元 人群活动引起的振动属于低频振动，其频率一 模拟，楼板采用空间薄壳单元模拟，所用材料属性 般为1.5Hz~3.0Hz?：连廊结构的基频落入正常步 均按规范取值.

采用特征向量法进行模态分析，质 频的13倍范围内，易产生共振，故对其进行人致 量源按“恒载0.5活载”选取，所得部分振型、周 振动相应计算.

期及质量参与系数统计于表5.1：其主要竖向振型 5.2人致振动响应计算 （于表中加粗表示）如图5.1所示.

人行荷载由 IABSE（Intermational Association for 表5.1 连廊部分振型、周期及其质量参与系数 Bridge and Structural Engineering）建议的步行激 频率 周期 振型质量参与系数 励荷载曲线： 振型 (Hz) (s) UX UY UZ SumUZ F()=G1 cxsin(2ni-g） 1 0.800 1.25 0.00 0.96 0.003 0.003 L (5-1) 2 0.771 1.30 0.79 0.00 0.000 0.003 式中：f.是行人的步频，单位为Hz：计算人行 3 0.633 1.58 0.18 0.00 0.000 0.003 荷载竖向力时，f是行人每秒钟落步的步数：G是 4 0.535 1.87 0.00 0.00 0.050 0.053 行人的体重，单位为N：α表示第i阶简谐荷载动 5 0.524 1.91 0.00 0.00 0.000 0.053 荷载因子：@表示第i阶简谐荷载分量的初相位， 6 0.523 1.91 0.00 0.00 0.001 0.054 通常取=0，于是，i=2.3...也就是第i阶简谐 7 0.523 1.91 0.00 0.00 0.000 0.054 荷载对于第一阶简谐荷载的相位差.

步频一致时人 8 Z00 2.49 0.00 0.01 0.289 0.343 9 0.256 3.90 0.00 0.00 0.247 0.590 行荷载与人体重量G的比值曲线如图5.2所示.

16 10 0.224 4.47 0.00 0.00 0.028 0.618 11 0.216 4.63 0.00 0.00 I00 0.649 A 12 0.203 4.92 0.00 0.00 0.000 0.649 / 埋2 图5.2人行荷载与人体重量G比值时程关系曲线 参考ATC1999的有关规定和取值”，人的质 (a) 第8阶（2.49Hz） 量取70kg/人，考虑结构材料、振动水平以及装修 程度，连廊结构阻尼比取0.04.

根据景观连廊的建 筑功能设定，A轴~B轴之间的区域均作为人行荷载
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 的加载范围：将均匀分布在加载范围的步频、起步 (5-2) 相位随机的步行荷载等效为同步频同步调的步行荷 B=Y (2C）²x² 载，进行时程分析得到不同工况下的连廊结构的竖 [d0)0;x][1d(rD](5 向加速度峰值如表5.2所示.

(5-3) 表5.2连廊结构竖向加速度峰值 密度 步频 加速度峰值 式中： 工况 （人/m²) （Hz) (m/s°) Y为结构在静力荷载下的响应：β=/Q， 1 2.0 1.5 0.063 为归一化频率，其中，为激振力频率，Q为主结 2 1.0 2.0 0.046 构固有频率：A=/Q，为TMD与主结构固有频 3 2.3 0.072 率比，为TMD固有频率：=c/（2√mk），为 4 0.7 2.5 0.161 TMD的临界阻尼比：μ=m/M，为TMD与主结 由表5.2得出，工况4的步频与连廊的竖向振 构质量比.

动基频接近，引起共振，加速度峰值达到0.161m/s²， 阻尼器布置在竖向振动幅值最大的位置效果最 大于表5.3中规定的竖向振动舒适度限值0.15m/s² 好，对于该连廊应为悬挑端的跨中位置，但考虑到 （对应室内天桥的人体舒适度限值），需要对其进行 建筑外立面的美观性，将TMD设置在连廊跨中两道 振动控制.

其他工况的激励频率域连廊的竖向振动 Y向钢梁的中点处，如图5.3中阴影部分所示.

经循 基频错开，其二阶、三阶荷载分量亦没有激励较大 环优化分析，TMD参数取值如表5.4所示.

的竖向振动，对应响应均满足人体舒适度限值.

C- 表5.3一般民用建筑设计采用楼盖振动加速度限 值 8 人所处环境 楼盖振动加速度限值 (B) (β) 办公、住宅、教堂 0.005g 商场 0.015g *00 *0 () 室内天桥 0.015g GD (2) 室外天桥 0.05g 图5.3TMD布置示意图 300~10'0 表5.4TMD参数 仅有节奏性运动 质量 调谐频率 弹簧刚度 5.3TMD减振控制分析 阻尼系数 (kg) (Hz) (kN/m) (N-s/m) TMD是附加在主结构上由质量块、弹簧和阻尼 器组成的二阶质量阻尼系统.

由于吸振器的质量的 1000 2.50 246.74 0.022 700 振动与主结构异相，通过弹簧作用一个与主结构质 对于工况4，减振前连廊关键点加速度峰值对比 量惯性对抗的惯性力，质量将主结构的能量转移到 如表5.5所示.

图5.4给出了节点1工况4下减振前 TMD上，而阻尼的作用增大了振动控制的频宽，从 后加速度时程曲线的对比.

而可以抑制主结构更宽频带的振动.

设主结构的质 表5.5工况4下关键节点加速度峰值/ms² 量、弹簧刚度分别为M、K.一般结构阻尼很小可 节点 减振前 减振后 减震率% 忽略：TMD系统的质量、弹簧刚度和阻尼分别为m、 1 （X向钢梁中间节点） 0.1613 0.1154 28.5% k和c.

由动力学原理推导可得主结构的质量块和 TMD系统的振动响应为： 2 （Y向钢梁中间节点） 0.1160 1600 21.3% (2β)²(βx)² 注：减震率=（减振前加速度一减振后加速度）/减振前加速 A=Y [）)][1g(1](5） 度
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0.20 减据前 影响连廊的使用性能：采用TMD体系对其进行振动 0.15 减报后 控制，对竖向振动响应的控制效果明显，最终满足 0.10 人体舒适度要求.

0.05 S. 参考文献 E 0.00 [1]GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑 -0.05 工业出版社，2010. -0.10 [2]JGJ3-2010高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京： -0.15 中国建筑工业出版社，2011. -0.20 [3]陈政清，华旭例.人行桥的振动与动力设计[M].北京： t(s) 5 10 人民交通出版社，2009. 图5.4节点1减报前后加速度时程曲线的对比 H s [] design of footbridges [J]. Intermational Association for 6 结语 Bridge and StructuralEngineering Proceedings 1978:17-28. 因建筑功能需要，该大跨连廊采用悬挂结构， [5] Applied Technology Council. Minimizing Floor Vibration 设置抗震缝与主体结构脱离：经SATTE及ETABS两 (ATC Design Guide 1) [S].1999. 种软件计算复核，验证了结构的合理性：通过抗震 [6] ENV1991-1 : Basis of design and actions on structures [S]. 性能设计，确保其在设防地震及罕遇地震作用下不 European Committee for Standardization. 致破坏导致结构失效，并对其弹塑性变形状态进行 考察.

大跨连廊的竖向振动基频与人群活动的频率 范围有重合，易引发共振激起较大程度的竖向振动，

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 剪力墙设计及配筋中的若干问题探讨 黄翠香 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司PEPV设计软件事业部北京10013） 摘要：剪力墙的计算及配筋设计是结构设计人员非常关注的间题.

SATWE软件基于有限元分析方法对剪力墙进行综 合分析计算，在配筋设计阶段考虑了规范要求，剪力墙及边缘构件的配筋输出结果提供了图形及文本形式，另外还 提供了剪力墙组合配筋方法.

关键词：剪力墙边缘构件组合配筋 0前言 近年来，我国多、高层建筑迅速发展，高层建筑的高度也在不断增加，因为混凝土墙体在各种抗 侧力构件中，其侧向刚度最大，而造价又比较低，优势明显因此得到了广泛应用.

但混凝土墙体延性 较差，在作为抗侧力构件的同时承担了很大的轴力，降低了其变形能力.

研究表明，剪力墙的边缘构 件（暗柱、端柱、翼柱）有横向钢筋约束，可改善混凝土受压性能，增大延性，所以一直以来，结构 设计人员对于剪力墙边缘构件的配筋设计非常关注.

在PKPM计算参数及输出结果中，剪力墙及边缘 构件也是非常重要的一项信息，由于其特殊性，涉及它的结果信息会比其它构件要多，下面结合《建 筑抗震设计规范》GB50011-2010（以下简称抗规）、《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010（以下 简称高规）及《混凝土结构设计规范》GB50010-2010（以下简称混凝土规范）的相关规定，并取用 PKPM2010新规范软件的一些工程实例，介绍一下软件中与剪力墙有关的参数选择及计算结果，同时 说明一下它们之间的关系，希望能对使用者有所帮助.

1影响剪力墙配筋的因素： 规范中有多处条文涉及到剪力墙，下面就规范中的一些条文在软件中的实现及对剪力墙配筋的影响做 一下简单介绍： SATE软件在内力分析阶段采用有限元分析，无论墙肢是一字型、L型T型还是十字形，均考虑了其 变形协调，属于有限元整体分析计算.

在配筋设计阶段，软件考虑了混凝土规范6.2.15：钢筋混凝土轴心受压构件，当配置的箍筋符合本规 范第9.3节规定时，其正截面受压承载力应符合下列规定 作者筒介：黄翠香（1977一），女，本科，高工
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 N ≤ 0.9( fcA fy'A's) (1) p= 10.002× (2) 一一钢筋混凝土构件的稳定系数 当L/b≤8时，≈1.0 软件对此公式进行了修正，记为 '= 10.002x (3) SATVE软件通过正系数β对翼缘墙肢的作用进行了修正计算，把β带入到钢筋混凝土构件的稳定系数 的公式中，修正后的系数用表示.

面外修正系数β取值为01，本文列举工程取中间数值，给出了当 β取0.40.8时，三个不同的剪力墙模型配筋结果的变化情况.

当配筋结果为负值时，表示按照轴压控制 时，混凝土部分可以承担轴向压力，剪力墙的计算配筋结果为0.

三个模型计算数据如表一所示： 表1：三个剪力墙模型数据 境高 L（xm） 14000 7000 7000 境宽 b (xm) 400 400 400 境长h（rm) 3000 3000 3000 瑞柱长 (mm) 200 200 200 轴力N(KN) 8642000 8642000 8642000 混凝土强度 fc (Mpa) 11.9 11.9 16.7 钢筋抗压强度 fy(Mpa) 00 300 300 竖向分布筋配筋率% 0.3 0.3 0.3 05 08 200 400 面外长度修正系酸 墙高度为14米，砼为C25时 -高度为7米，砼为C25时 图1：面外长度修正系数对配筋的影响 墙高度为7米，砼为C35时 表1和图1数据表明，随着剪力墙高度降低、混凝土强度等级提高，剪力墙配筋出现减小的趋势.

钢 筋混凝土构件的稳定系数值对配筋的影响会逐渐减小，按照公式（1），剪力墙配筋面积A's为负值时， 表示此时混凝土部分可以承担全部的轴向压力，而不需要钢筋参与受力，钢筋混凝土构件的稳定系数已 经不起作用，此时墙体的面外效应已经不是其轴心受压承载力影响因素，面外修正系数β符合了这个规律.

一些外部参数供用户选择： 内部处理部分，包括高规第七章关于剪力墙结构设计的基本规定及其他章节涉及到剪力墙部分的相关 规定.

比如高规7.1.4条规定：抗震设计时，剪力墙底部加强区部位的范围，如果同时选择了“部分框支
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 剪力墙结构”，软件还将自动执行高规10.2节专门针对部分框支剪力墙结构的设计规定，包括：根据10.2.6 条对高位转换时框支柱和剪力墙底部加强部位抗震等级自动提高一级：根据10.2.18条对剪力墙底部加强 部位的组合内力进行放大：根据10.2.19条控制剪力墙底部加强部位分布钢筋的最小配筋率等等（2.

外部参数选择部分，软件针对现行规范的相关要求设置了一些参数，这些参数将会影响到剪力墙及边 缘构件的种类及配筋，设计人员可以根据不同的工程选择是否勾选这些参数，以满足不同的工程设计需要： 1）底部加强区层数及抗震等级： 程序中除了自动判断外，同时提供了指定加强层及底部加强区的设置，如图2： 等级首动提高一级（高规表3.9.3、表3.9.4） 图2底部加强区抗震等级设置 根据高规表3.9.3、表3.9.4，部分框支剪力墙结构底部加强区和非底部加强区的剪力墙抗震等级可 能不同.

对于“部分框支剪力墙结构”，如果用户在“地震信息”页“剪力墙抗震等级”中填入部分框支 级自动提高一级”，程序将自动对底部加强区的剪力墙抗震等级提高一级2.

2）边缘构件设计信息： b当些情物货小于规6.4.5条瓶定的限值 让设查科 最构件 图3设计信息中关于边缘构件的参数 （a）：如图3所示，勾选“剪力墙构造边缘构件的设计执行高规7.2.16-4条较高配筋要求”，则软件对边 缘构件进行配筋的时候就会考虑这条，相应的配筋会有所提高，如图4所示，勾选和不勾选，同样的边缘 构件配筋不同.

不勾选 勾选 L80/L760 L400/1.4760 As1213(9.54%） 图4勾选与否对配筋的影响 对于约束边缘构件，软件按照高规7.2.15条计算体积配箍率：构造边缘构件，一般情况下只有钢筋 直径和间距的要求，并没有配箍率的要求，但是，只要在SATWE前处理中勾选执行高规7.2.16-4要求， 程序就会对构造边缘构件输出体积配箍率，如图5所示： 勾选 不勾选 Psv0.62 （No.145) As452(0.63%) AM52 (0.65%) Ls400 L2188 Lc400 图5勾选与否输出体积配箍率结果不同
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 这也是遵循了抗规的规范要求.

不勾选表示无论抗震等级和轴压比大小，底部加强区的边缘构件一律设置 约束边缘构件.

勾选时，软件按照规范的要求，根据底层墙肢底截面，也就是嵌固端的墙肢轴压比进行判 断是否为约束边缘构件.

图6所示是勾选了此选项以后，在同一层既有约束边缘构件又有构造边缘构件： 1c构造边缘构件）0-8.2c_#.3 1 91.12.22(0 （02） 如约束边缘构件)0- 8.34e_-6.3 31 ）的，卡 点宝标 图6同一层边缘构件性质不同 3）配筋信息 信息 Bt wwl) ) SIAS SR ) [ ） 计） 53车 下 图7配信息中关于剪力墙的设置参数 如图7配筋信息中除了可以整体设置墙体竖向分布筋强度、配筋率，箍筋强度外还可以按层来指定墙 体竖向分布筋的强度和配筋率.

对于边缘构件的体积配箍率，软件根据高规进行计算，有时候会出现核算 不上的情况，那么一般情况是因为没有考虑混凝土规范关于f的注释，当混凝土强度等级低于C35时，应 取C35的混凝土轴心抗压强度设计值[1，如图8所示，配箍率0.95%是如何算出的： (No.8) As4900(1.00%) Ls350/Lt350 Lc1200 图8体积配率的核算 约束边缘构件沿墙肢的长度I和箍筋配箍特征值入应符合混凝土规范表7.2.15的要求，其体积配箍率： f (4) 本例 =0.12，f =16.7，故：p=0.12*16.7/210 =0. 95% 4）边缘构件类型及尺寸选择： 抗规和高规都明确提出了在剪力墙两端和洞口两侧应设置边缘构件的要求.

SATE按高规第7.2.14条 的规定执行.

按照剪力墙的不同布置情况，规范中给出了四种边缘构件类型，如图9所示，SATWE通过归 纳总结，补充了四种边缘构件类型1，如图10所示：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (1) (2) (3) (4) 图9四种边缘构件类型 图10SATWE补充的边缘构件类型 设计人员可以根据需要在数据检查之前，如图11所示，进行选择所做的工程生成的边缘构件类型.

广民因体类量（角-性) 广接《检11.1.1条处理 （.2.1地理 14列出有员型 广保4抗近96.45处理 厂上编用于定制计算的用教图电可适作第：次单交预此价动能） 图11计算之前边缘构件参数选择 对于构造边缘构件的尺寸，高规7.2.16条和混凝土规范11.7.19及抗规6.4.5条稍有不同，软件中 也设置了选项由用户控制所做的工程中构造边缘构件的阴影区范围遵循哪本规范，并且在结果文件中还可 以再次进行修改.

2剪力墙配筋结果的选取及校核 在SATVE前处理进行了各项设定以后，软件就会根据用户设置的参数进行计算.

计算完成以后，SATE 计算结果中有四项涉及到剪力墙的配筋，如图12所示，其中第二项“混凝土构件及钢构件验算简图”中 输出的剪力墙配筋结果是内力配筋结果，没有考虑各种规范对剪力墙的构造配筋要求.

第三项“墙边缘构 件简图”及第十七项“边缘构件信息修改”是剪力墙的最终配筋结果.

这两个地方的结果是程序在各个直 墙肢段的内力配筋的基础上，通过各墙肢相互关联关系，并按照用户指定的要求遵循相关的规范构造配筋 条款得出的.

也就是剪力墙边缘构件最终的配筋结果15.

第十五项“剪力墙组合配筋修改及验算”是剪力 墙组合墙体的配筋模式，可以对L型、T型、带端柱或多肢墙采用多肢组合受力、平截面假定的双偏压配 筋模式，减少按单墙肢计算的配筋结果，使设计更合理.

12.结构县是心均消图 图文件输出 广文事交件输出 13.结构整体立间振动简图 14.吊车跨数下的情继合内力简面 ：潭土构件配脑贷初构件验等简图 s.黄力动组合配锁改及验算 、染弹性病度、柱轴压比、长细比、墙动缘构件简图 1.即力增稳定验算 4.备商批工龙下构件称准内力简图 7.边值构件值息组改 图12SATWE中关于剪力墙配筋的结果 1）计算结果中第二项和第三项的剪力墙配筋结果之间的相互关系，可以通过构件信息和第十七项结合起 来查看，比如图13中L型墙肢下部的边缘构件：

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 苏州IFS巨型组合柱的设计研究 黄永强，施维 （华东建筑设计研究总院，上海200002） 提要：本文以苏州IFS超高层项目巨柱为例，对SRC巨柱的轴压比、压弯承载力、抗剪承载力、剪跨比及巨柱 在分析中的模拟方法进行了研究，结果表明巨柱截面大小主要取决于结构的整体刚度的要求、初始偏心距对巨柱 承载力影响巨大，得到了苏州IFS结构中巨柱基本均可视为长柱的结论，并对巨柱筋设置及巨柱的模拟方法给 出了建议.

关键词：巨型组合柱，轴压比，剪跨比，巨柱模拟 1概述 苏州IFS超高层项目主塔楼地上93层，高度为450米（图1），采用“混凝土核芯筒伸臂桁架巨型 框架”的结构体系，其中巨型框架主要由8根巨柱（RMZ、XMZ）、8～9根框架柱（KZ）、环形桁架及框 架梁组成（图2）.

巨柱采用应用范围较广且可靠性高的SRC截面，钢骨的含钢率为4%～6%.

8根巨柱与 伸臂桁架相连，在竖向荷载作用下轴力巨大，并承担水平荷载作用下结构的大部分倾覆力矩，是结构抗侧 力体系中重要的组成部分.

本文以RMZ柱为例（图3），对SRC巨柱设计中的部分关键问题进行研究与探 讨.

用 y 图1建筑效果图 图2巨柱与框架柱位置示意图 图3典型IZ柱截面示意 作者简介：黄永强（1990-），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 2巨柱设计研究 2.1轴压比 RMZ柱截面尺寸及含钢率从低到高逐渐减小（详见表1），底部几层RMZI柱为圆柱，RMZ2-RMZ7 均为矩形柱.

表1RMZ柱截面尺寸及含钢率 混凝土强度 柱尺寸 截面编号 等级 含钢率 H(mm) B（mm) RMZ1 C70 D=3500mmm(围柱) 6.35% RMZ2 C70 3500 2800 6.27% RMZ3 C70 3500 2600 6.18% RMZ4 C70 3500 2300 4.98% RMZ5 C60 3500 1900 5.06% RMZ6 C60 3500 1500 4.79% RMZ7 C60 3500 1200 4.23% 根据《型钢混凝土组合结构技术规程》（JGJ138-2001） 中6.1.11的规定：考虑地震作用组合的一级 框架柱，其轴压比N/（fAfA）不应大于0.7，且剪跨比x不大于2的框架柱，其轴压比限值应减小0.05. 故本工程SRC柱的轴压比分别按照0.7(>2)与0.65(≤2）控制.

表2列出了RMZ柱在几种不同工况下的最大轴压比，图4表示RMZ柱沿结构高度轴压比分布，可以 看出巨柱的轴压比均控制在0.65之内，重力荷载代表值占巨柱轴压比的较大比例，沿高度轴压比变化比较 均匀.

巨柱的轴压比较小，说明巨柱截面大小主要取决于结构的整体刚度，尤其是外框承担剪力比例的要 求.

表2RMZ柱轴压比 90 n nc 80 截面 不考虑 考虑剪重比时程等 1.2x重力荷载 ng/n 70 1 内力放大 内力增大系数 代表值 60 RMZ7 0.37 0.38 0.32 84% 50 RMZ6 0.31 0.32 0.28 85% 40 RMZ5 0.44 0.46 0.37 80% RMZA 0.49 0.52 0.40 77% 73% 20 RMZ3 0.55 0.59 0.43 RMZ2 0.57 190 0.46 76% 10 RMZ1 0.60 0.63 0.49 77% 0.00 0.20 0.40 0.60 0.80 图4RIZ-1柱轴压比分布 2.2压弯承载力 2.2.1压弯承载力 参考《钢骨混凝土结构技术规程》（YB9082-2006)2中6.3.6的规定，双向压弯下SRC柱的承载力采用
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 以下公式进行校核： M1 MmxM (1) 式中，MM，分别为各荷载组合下的SRC柱两方向的弯矩设计值：M，M分别为设计轴力为N 时SRC柱两方向的受弯承载力.

取RMZ2截面为例，将承载力N-M曲线按图5所示进行简化，其中四 个控制点分别取为（Nm，O)，（2N.M-o）（N.M）.(0.M-o），点（N，Mm）为截面的界限受压承载力 点.

N-M 相关曲线 (N. N ( 10°kN) (2N.M_) 30) (N .M)] 00 00[ 0 100 300 M ( 10°kN.m) 图5典型巨柱强轴N-M承载力简化曲线 简化承载力曲线由相邻两控制点所连直线得到，RMZ2截面强轴受弯承载力的计算公式如下： [1.09 × V 557238(332094 < N < 511469 kN) M =0.53× N 370906 (153938 < N <332094 kN) (2) 0.25×N 251109 (0<N<153938 kN) 式中，N为各荷载组合下框架柱的设计轴力. 同理可求得该截面弱轴受弯承载力M的简化计算公式，在得到各截面不同轴力N下所对应的 MaxMx后，可根据式（1）进行SRC柱的承载力校核. 图6出了风荷载组合下巨柱RMZ1的承载力比沿楼层高度的分布，由于加强层处弯矩突变的原因，该 处巨柱承载力比明显高于中间一般楼层. 其余RMZ柱除个别楼层外承载力比均小于0.8，均满足规范要求. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 图6典型巨柱承载力比分布 2.2.2初始偏心及偏心设置 巨柱承载校核时，根据规范要求初始偏心距e取为20mm与偏心方向截面尺寸1/30的较大值. 校核结 果显示，该初始偏心距对巨柱承载力影响巨大. 图7给出了RMZ2柱考虑e前后弯矩的分布，考虑e后的弯矩放大系数为2（加强层）~30（一般楼层）， 初始偏心距对巨柱的承载力校核起控制性作用. 楼层 Mye 楼基 0 1020304050 巨柱哥矩（10kNm） 楼层 图7巨柱强弱轴弯矩分布 图8上下柱偏心弯矩示意 苏州IFS由于建筑要求，外框柱柱边需对齐，截面随楼层高度逐步收进时，在截面收进处上下柱的轴 力合力点不重合而产生偏心弯矩. 由于不考虑楼面板与次梁的抗弯刚度，中柱处的偏心弯矩按照上下柱的 线刚度比例在上下柱端进行分配，并随着楼面梁板的约束作用逐步变小，详见图8，而角柱两方向的框架 梁的存在则直接分担了一部分的偏心弯矩. 计算时通过ETABS中的“插入点指定”考虑了柱截面收进处的偏心弯矩. 由于此偏心弯矩引起的楼 面拉压力，影响范围内的楼面梁板进行了节点承载力与配筋的加强. 2.3抗剪承载力 计算时巨柱剪跨比取1.5，Y向抗剪时，钢骨翼缘的抗剪面积取50%. 从表3、表4可看出，钢骨的抗 剪承载力占全截面抗剪承载力的50%以上，箍筋部分的抗剪承载力占全截面的12%~25%. 表3RMZ柱X向抗剪承载力汇总 截面编号 钢骨抗剪 混凝土抗剪 筋抗剪 总抗剪承载力 箍筋所占比例 V(kN) V(kN) V(kN) V(kN) VV RMZ2 40176 17299 7815 65290 12% RMZ3 36828 16064 7236 60128 12% RMZ4 23715 14210 4871 42796 11% 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 RMZ5 18414 10151 5210 33775 15% RMZ6 12834 8014 3100 23948 13% RMZ7 5952 6411 2435 14799 16% 表4RMZ柱Y向抗剪承载力汇总 截面编号 钢骨抗剪 混凝土抗剪 筋抗剪 总抗剪承载力 筋所占比例 V（kN) V(kN) V(kN) V(kN) VN RMZ2 39525 17172 9841 66538 15% RMZ3 37200 15900 9841 62941 16% RMZ4 27125 13992 7528 48645 15% RMZ5 24800 9900 9841 44541 22% RMZ6 17050 7700 7528 32278 23% RMZ7 14725 6050 7528 28303 27% 图9给出了巨柱在风荷载下的剪力分布，最大剪力约为1600kN，位于加强层处，从表2和表3巨柱X 向与Y向的抗剪承载力分布可以看出巨柱的剪力是远小于其抗剪承载力的，巨柱的受力状态是以压弯为 主. 抗剪承载力对箍筋要求较低，最小体积配箍率的限值更多的是从约束混凝土的角度规定. 建议仅在加 强层区体积配箍率加强，加强层中间段可适当放松. Y 2690 -6006 1800 2068 图9巨柱在风荷载下的剪力分布 2.4剪跨比 剪跨比是影响钢筋混凝土柱破坏形态的最重要的因素，剪跨比较小的柱子都会出现斜裂缝而导致剪切 破坏. 通常用配置横向钢筋（筋）的办法以避免过早出现剪切破坏. 对于普通框架结构，框架柱中反弯点大都接近中点，为设计方便，常常用柱长细比近似表示剪跨比的 影响. 因为A=M/Vh)=L/2H，所以当L/H≥4时为长柱：3<L/H4时为短柱：L/Hs3时为极短柱. 规范中剪 跨比对框架柱的受剪承载力、轴压比限值、体积配箍率限值等都有一定的影响. 苏州IFS中由于结构梁柱的线刚度比太小，框架梁对巨柱RMZ的约束作用相当有限，巨柱的弯矩仍 与普通框架的弯矩分布有很大不同，在加强层间基本没有反弯点，如图10所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 圣和圣广场三期超限高层结构设计 黄强陈由伟 (上海建科建筑设计院有限公司上海 200032 提要：本文针对圣和圣广场三期大底盘地下室上的4栋超联高层，介绍了该超凝高层建筑结构设计的若干间题，分析了该建筑结 构基本指标以及针对结果采取的加强措施，同时考虑了结构的优化设计内容，为同类工程提供参考.

关键词：超限高层，框支转换，楼板开润，优化设计 1工程概述 本项目位于上海市闸北区山西北路、海宁路13号地块， 基地东至山西北路，西至福建北路，北至海宁路，南至塘沽 路.

由3栋28层主屋面高86.45m的高层住宅楼（5~7号楼）、1 栋14层主屋面高44.45m的高层住宅楼（8号楼），其中5号楼和 8号楼附带地上一层裙房、2栋独立的1层商业用房通过3层地 下室（非人防）整体相连.

本工程为现浇钢筋混凝土结构.

该建筑被上海市抗震设防审查委员会列为超限高层建筑.

工程设计的主要难点在于：1、设计周期很长，从 2010-2013年建筑方案数次调整，结构设计主要设计规范期 间内陆续完成修订改版，结构设计反复调整.

2、本单位为设 计总承包单位，合作的设计单位有咨询公司、外立面公司、 幕墙设计公司、室内设计、基坑支护设计等，需总体沟通协 调各家设计单位，设计难点很大.

2结构选型 图1建筑效果图 2.1结构体系 本工程住宅塔楼（5号～8号楼）结构单体采用钢筋混凝土部分框支剪力墙结构体系：塔楼地上首层层高4.9m 各塔楼入口大堂处部分剪力墙不落地，在2层楼面局部通过转换柱转换梁转换.

楼面标准层层高3.0m.

建筑物设计使用年限：50年：建筑物类别：丙类：建筑物安全等级：二级：抗震设防烈度：7度：设计基本地 震加速度值：0.10g：设计地震分组：第一组：场地类别：上海IV类（特征周期：0.9s）， 2.2超限状况 2.2.1结构平面规则性 平面凹凸规则性：各塔楼标准层平面在中部一侧局部凸出，结构近似呈倒“凸"字形，其凸出部分宽度大于相应 投影方向总尺寸的30%，不符合建筑物规则性超限认定所定义的“结构平面凸出长度大于相应投影方向总尺寸的30% 且凸出的宽度小于相应投影方向总尺寸的30%或小于凸出长度的50%”的情况，因此本工程各塔楼结构平面定性为 平面凹凸不规则.

黄强， 198&2.30 出生 男 工学明出 一细注册结构工程师 PDF文件使用“pdfFactoryPro”试用版本创建.fineprint.cn
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 楼板连续性：各塔楼除结构顶部复式户型上层由于楼梯间、电梯井开洞及局部挑空造成较大范围楼板缺失，以 至于该层楼盖平面中部有效楼板宽度小于该层楼板宽度的50%，属于“楼板局部不连续”，其余楼层结构平面均无较大 范围楼板局部缺失，整体来说绝大部分楼层楼板完整性较好（楼板开洞面积比率小于30%）.

错层：塔楼区域首层结构底板与周围地下室连成一体但高出周围地下室顶板结构顶面约1.73m，周围纯地下室区 域顶板上覆土至标高-0.100m.

主体结构与地下室形成局部错层.

2.2.2结构竖向规则性 5号～8号塔楼均存在入口大堂处部分剪力墙不落地，在2层楼面局部采用框架柱转换梁进行转换，根据《抗规》 表342-2，该结构为整向抗侧力构件局部不连续.

另外，由于顶部复式户型的需要，局部墙、柱在复式下层以上未能延伸至屋面面采取了局部的梁上柱的做法， 也形成了局部托柱（小墙肢）梁，形成竖向抗侧力构件局部不连续，地下室部分区域也存在部分竖向抗侧力构件局 部不连续的情况.

故5号~8号塔楼被定性为平面不规则及竖向特别不规则的超限高层建筑.

2.3超限的对策和措施 为保证结构的抗震性能安全，一方面结构计算模型应符合实际情况，力求计算结果能准确地反映结构的抗震能 力以及薄弱部位：另一方面要按概念设计的原则和性能设计的结论，采取适当的抗震加强措施.

2.3.1计算措施 针对上述认定，采用基于结构性能的抗震设计理念指导设计，其性能目标详见表1.

结构计算方面：分别进行 多遇地震、基本地震、罕遇地震计算.

设计采用SATWE程序和PMSAP程序对各楼进行了计算分析，计算以地下室顶板作为各楼上部结构的嵌固端， 采用了扭转耦联的振型分解反应谱法，考虑了单向地震作用下土5%的信然偏心及双向地震作用的扭转效应.

同时， 采用一条人工波及两条天然波补充进行了弹性动力时程分析以及补充了静力弹塑性推履分析.

对比两个程序的计算结果，在周期所反映的结构自身振动特征、位移所反映的结构总体刚度、剪重比所反映的 地震作用等主要方面的指标的趋势基本一致.

各楼结构的前2个振型均为平动，第3振型为扭转，以扭转为主的周 期与以第1平动为主的周期的比值均小于0.85：各楼各楼层的层间位移角均小于1/1000，地上1层（框支层）的层 间位移角均小于1/2500：各楼各楼层最大弹性位移与平均位移的比值均小于1.2：底部剪重比均大于1.6%：最大地 震作用的方向角基本一致.

由3条地震曲线（SHW1-4、SHW3-4及SHW4-4）按单条曲线弹性动力时程分析所得结构底部双向地震剪力不 小于振型分解反应谱法的65%，平均值大于80%.

静力弹塑性推覆分析结果的最大弹塑性层间位移角小于1/100.

结果表明，各楼结构体系的选择、计算程序的选用及结构构件的布置基本合适，经完善后可满足抗震设计的要 求.

表1抗震性能目标 地震烈度 多遇地震 基本烈度地震 罕遇地震 抗震规范设防目标 小震不坏 中蒙可修 大震不倒 性能等级 充分运行 基本运行 生命安全 允许层间位移 1/800 1/300~1/500 1/100 框架柱 弹性 不屈股 不屈服 框架梁、连梁 弹性 部分屈股 允许破坏 转换构件（托柱梁） 弹性 不屈股 不屈服 底都剪力境加强区 弹性 弹性 不屈服 非底部剪力境加区 弹性 不屈股 部分屈股 整体计算方法 弹性反应谱、弹性时程 弹性反应谱近似计算 弹性反应谱近似计算 静力弹整性分析 采用程序 SAIWE、 PMSAP SATWE SATWE、 PUSHEPDA 表2多遇地震下的主要结果 PDF文件使用“pdfFactoryPro”试用版本创建.fineprint.cn
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 圣和圣广场三期十三号地块项目 SATWE 序号 规范控制值 6号7号住宅塔楼 x方向 或控制标准 1 剪重比（%） 3.18 3.22 >1.6 2 有效质量系数（%） 99.50 99.86 >90 3 刚重比 4.52 4.45 >1.4 >2.7 层间相对位移角 地震力 Uma/H 1/1036 1/1008 4 风荷裁 Umax/H 1/3572 <1/1000 1/2013 5 地震作用下首层最大层间相对位移角 1/3272 1/4267 <1/2500 最大层间位移比 地震力 6 Mav/Ave 1.24 1.38 宜<1.2 风荷载 Mav/Ave 1.11 1.19 应<14 7 底县抗震墙轴压比最大值 041 <0.60 8 底层框架柱轴压比最大值 061 1L/EL T3=1.5616 扭转系数098 10 地下一层与首层剪切度比 2.93 218 >1.50 11 首层与相邻上层剪切度比 081 0.77 >0.60 2.3.2抗震措施 层逐层降低.

表3抗震等级的设定 构件类型 5号住宅塔楼 6号、7号住宅塔楼 8号住宅塔楼 抗震墙（含连梁） 二级 二级 三级 框架柱（局部） 二级 二级 三级 框架梁 二级 二级 三级 复式楼层转换构件 级 级 二级 底部加强区抗震墙 一级 级 二级 底部磁区框架柱(局部) 级 级 级 底部加强区框浆梁 级 级 二级 框支层梁柱 级 级 二级 2.3.3楼板的加强 本工程塔楼楼盖采用现浇钢筋混凝土梁、板结构.

在整体计算中取消全楼强制性钢性楼板假定进行计算，对转 换层楼板及楼板薄羽部位均采用应力分析，本楼顶层部位存在大量楼板开洞，该类楼板应定义弹性楼板，以考虑楼 板刚度对水平位移的影响.

上下层楼板按应力分析此楼板受力情况来确定最终板厚.

有效宽度很小的楼板的设计控 制多遇地震下混凝土主拉应力不超过混凝土抗拉强度设计值，基本烈度下竖向荷载与地震作用组合时板内钢筋不屈 服.

首层（地下室顶板）板厚200mm2层转换层楼板厚度为180mm：转换层上层的3层楼板厚度为150mm.局 部转换层复式层下层楼板厚度为180mm，复式层上层楼板厚度为150mm，加强楼盖整体性和利于水平荷载的传递.

其余标准层板厚以不小于110mm为主：屋面楼板厚以不小于120mm为主，局部跨度较大板格楼板厚度适当增大.

采用PMSAP进行结构复核，直接读取楼板的应力进行复核，除个别楼板洞口角部应力集中，其余均能满足设计目 标 2.3.4其他抗震构造措施 1、适当增加地下室部分Y向剪力墙，进一步满足嵌固端的设计要求，同时减小Y向刚心与质心的偏差.

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第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2、地下室项板高差部位采用梁加腋措施外，竖向构件提高一个等级，采用特一级抗震构造措施，箍筋全高加密.

3、继续优化剪力墙布置，适当增加底部剪力墙，一层主要剪力墙厚度为320mm，二层以上主要剪力墙厚度为 200~300mm 4、适当加大框支梁、框支柱的截面及配筋要求，原设计框支梁局部1000mm，局部1400mm变截面高，现设计 为1400mm等高.

框支柱截面1000X1000mm至600X800mm不等，箍筋提高至三级钢直径14.由于框支梁上部剪 力墙并不居中，框支梁需要考虑扭转，腰筋采用三级钢直径20.

5、顶层复式局部转换构件采用型钢混凝土结构并结合其优点，采用悬吊式结构设计思路，通过上层型钢混凝 土梁及柱拉住下层转换梁，克服复式层局部转换构件尺寸过大对建筑的不利影响同时提高结构整体性能.

3、地下部分与地基基础 地下室于塔楼结构范围内的结构形式与首层塔楼结构体系相同，为抗震墙结构：本工程地下室的长度较长，结 构采用了不设缝设计方案，5~8号住宅塔楼与裙房及相邻地下车库基础间，由于结构高度差异较大，将会存在一 定的差异沉降，为解决主塔与裙房间差异沉降问题，为降低各塔楼与纯地下室之间沉降差对结构的不利影响，本工 程采用在塔楼投影轮廊外侧设沉降后浇带，通过采取一定的抗震构造加强措施（如适当增加塔楼与纯地下室过渡区 域基础底板厚度、适当提高底板配筋率等）以缓解塔楼和地下室之间的差异沉降的不利影响：沉降后浇带需待塔楼 封顶且在自重和装修荷载作用下沉降初步稳定后方可封闭（原设计方案在8号楼和67号楼间设置的沉降缝取消）.

市 图2地下室平面图 地下室顶板设计考虑为上部结构的嵌固端要求，拟采用顶板厚度为200mm，有种植覆土的顶板为250mm，地 下二层、三层板厚为150mm地基基础设计等级：甲级：建筑桩基设计等级：甲级.

本场地内的地下水对钢筋混 凝土结构中的钢筋及混凝土均无腐蚀性.

地下室抗浮设计水位埋深取：0.5m.

本工程采用平板式桩筏基础，筏板 为1500mm（5~7号楼下筏板）、950mmm（其余部分）：根据前述地勘报告，并参考相邻地块的已建工程的试桩及 工程桩采用情况，原设计方案部分采用管桩的方案取消，本工程承压桩和抗拔桩在桩型选择上全部采用钻孔灌注桩.

塔楼区域（5~8号楼）筏板以下桩基均为承压桩，除塔楼区域以外的地下车库区域采用抗拔桩.

表4桩基础设计 楼号 桩型 受力类型 桩瑞持力层 桩长 单桩承裁力极 单桩承载力 (m) 限标准伯(kN) 设计值(KN) 5号楼 中700钻孔灌注桩 抗压 8层土 47.0 5500 2700 6号楼 中700钻孔潜注桩 抗压 8层土 47.0 5500 2700 7号楼 中700钻孔灌注桩 抗压 8层土 47.0 5500 2700 8号楼 中600钻孔潜注桩 抗压 层土 28.0 2800 1400 裙房及商业 中600钻孔灌注桩 抗拔 层土 18.0 1000 500 纯地下室 中600钻孔灌注桩 抗拔 层土 18.0 1000 009 各塔楼主要计算沉降结果如下：按上海基础设计规范计算结果表明：5号楼中心计算最大沉降量133mm，6 PDF文件使用“pdfFactoryPro”试用版本创建.fineprint.cn
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 号7号楼中心计算最大沉降量146mm，8号楼中心计算最大沉降量55mm，满足规范要求.

4结构优化设计 本工程在满足规范不断更新提高要求、科技委评审及审图要求非常严格前提下，还要满足业主对结构优化的 要求，对结构设计提出了很大的挑战.

结构优化主要集中在三个阶段：1、结构方案选型阶段2、结构计算优化阶段3施工图设计配筋优化阶段.

4.1结构方案选型阶段 上部结构由于建筑方案为主以及住宅建筑的局限型，很难在结构体系方面有较大突破，在结构方案选型阶段 主要是针对地下室及地基基础.

地下室：对比了普通梁板体系、宽扁梁体系及无梁楼盖体系，分析后对地下二层、 三层采用宽扁梁方案，地下二层、三层尽量控制操高500mm，地下一层由于有1.5m的覆土，及嵌固端的要求，地 下一层项板采用普通梁板体系尽量控制梁高800mm.

最终有效的压缩了建筑物的层高：地下一层层高3.9米，：地 下二层层高3.6米：地下三层层高3.6米，总建筑物基坑深度14米，局部基坑最深度16.5米，基坑支护仍采用三 轴搅拌桩侧向支撑体系.

桩基础：对比了PHC管桩及灌注桩方案，最终由于市中心的特点，全部采用了全钻孔灌注桩的方案，根据受 力情况，同时考虑了基坑桩设计与结构桩设计二合一的设计思路，采用了600、700、800、850四种直径、八种规 格的桩类型.

节约了基坑维护的立柱桩56根.

42结构计算优化阶段 上部结构采用大开间剪力墙的布置思路，剪力墙尽量集中布置，在满足质量偏心的前提下，转换部位的上部 剪力墙尽量减少布置.

提供下部剪力墙混凝土强度至C50，提高混凝土弹性模量，间接使位层位移角更容易满足设 计要求.

图45号楼二层平面图 PDF文件使用“pdfFactoryPro”试用版本创建.fineprint.cn

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 全频校准的钢-砼混合结构 Rayleigh阻尼模型及其对比分析 黄吉锋 （中国建筑科学研究院，建研科技股份有限公司设计软件事业部，北京100013) 提要通过对结构中不同材料的阻尼矩阵分量逐项运用Rayleigh假定，同时对于各阻尼矩阵分量在不同振型上的投影，均采 用与各振型相应的频率进行校准，以此为基础，提出了一种改进的钢-砼混合结构阻尼矩阵模型.

该模型一方面可以体现结 表现出的随着振型阶次升高、阻尼比迅速增大的不合理现象.

该阻尼模型已在PMSAP软件中实现，并在钢-砼混合结构实 际工程的计算分析中表现出充分的合理性和实用性.

关键词全频校准：钢-砼混合结构：Rayleigh阻尼矩阵：阻尼比：地震反应 Full-frequency calibrated Rayleigh damping model for steel-concrete hybrid structure and its parison analysis Huang Jifeng (China Academy of Building Research Beijing 100013 China) o o s or e n structure a new method is proposed to form the damping matrix of hybrid structure posed of steel and concrete in which the projection of the damping matrix of different material on the mode space has been calibrated by the frequencies of each corresponding mode. On one hand the amount the spatial distribution and the intensity of vibration of the two materials of steel and concrete in the structure will be embodied adequately in this model on the other hand it avoids the excessive rapid increasing of the damping ratio for the modes of high order that will occur inevitably in the traditional Rayleigh type damping model. The damping model has been brought about in PMSAP a mercial puter software for conducting seismic analysis and design of plicated high rise building structure through putation and parison for some practical building structures its rationality and practicability has also been verified. Keywords: Full-frequency calibrating; steel-concrete hybrid structure; damping matrix of the Rayleigh type; damping ratio; earthquake response 1结构阻尼矩阵的研究现状 从材料构成的角度，建筑结构可以划分为单一材料结构和混合结构两大类.

在由不同材料组成的混合 结构中，钢-砼混合结构是建筑工程中最常见、应用最广泛的结构形式.

钢材和混凝土具有不同的阻尼比（一 般钢材阻尼比为0.02，混凝土阻尼比为0.05），耗能特性差异较大，对此类结构进行地震反应分析，其关 键点和难点在于确定合适的结构阻尼计算模型.

在目前的实际应用中，阻尼矩阵普遍采用粘滞模型.

1.1单一材料结构的阻尼模型 对于单一材科组成的结构，其阻尼矩阵的形成方法一般有两种： 第一种方法可以称为“直接比例阻尼矩阵法”，该方法直接形成比例阻尼矩阵（或者叫正交阻尼矩阵）， 这类阻尼矩阵的特点是可以被结构的无阻尼振型解耦，Rayleigh阻尼和Caughey阻尼都具有这样的性 质，其中Rayleigh阻尼简单明了，最为常用，它假定结构的阻尼矩阵可表为结构质量矩阵与结构刚度矩 作者箭介：黄吉峰（1969一），男，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 阵的线性组合，即： C = αM βK (1) 式（1）中，C，M，K分别是结构的阻尼矩阵、质量矩阵和刚度矩阵：α.β是组合系数，当C由两个 频率校准时，其数值由下式决定： （(o²-²）²o() β)²-o²(5 (2) 式（2）中，{（，5）i=1.2）一般是结构的前两阶振型对应的圆频率和阻尼比，也可以采取质量参与 系数最大的两个振型对应的圆频率和阻尼比，但是，在实际应用中更多的则是取这两个报型的阻尼比为定 值，比如对于混凝土结构一般都取0.05，钢结构一般都取0.02.

从物理意义上看，式（1）中C矩阵在质 量矩阵上的分量体现与质点运动速度成比例的能量耗散，在刚度矩阵上的分量则体现与质点应变速度成比 例的能量耗散.

当式（1）中的阻尼矩阵C采用一个指定频率校准时，系数α.β的取值为： =2号 (0≤y ≤1) β) ((1-y)∞) (3) 此时有： Wo= () (4) 式（3）和式（4）中，是与指定频率相应的阻尼比，y是位于[0 1]中的可调参数，用于体现质 点运动速度相关的耗能和质点应变速度相关的耗能之间的相对比例关系.

第二种方法可以称为“给定振型阻尼比法”，该法通过给定结构各振型对应的阻尼比，直接在主振型 投影空间中完成结构的地震反应分析.

当振型的阻尼比气，都给定时，结构的阻尼矩阵满足下式： ²C① =C =Diag(2 2 2) (5) 式(5）中，Φ是结构的完全的振型矩阵，并满足： Φ′MΦ=1 (6) 此时，阻尼矩阵可以按照以下公式确定： C=MΦC'Φ’M (7) 由此可见，第二种方法在做地震反应分析时，虽然不直接用到阻尼矩阵，但实际上阻尼矩阵也是隐含 确定的.

1.2多种材料混合结构的阻尼模型 对于两种或者多种材料组成的混合结构，如何形成合理的阻尼矩阵，目前还没有公认的方法，研究也 还不多.

文[3]将用于单一材料的Rayleigh阻尼模型推广应用于混合结构，建议了一种非比例阻尼模型， 该方法的基本点是对于混合结构中的每一个有限单元运用Rayleigh假定.

记单元e的阻尼比、质量矩阵、 刚度矩阵分别为，M，K，则单元阻尼矩阵：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 C.=aM.β.K. (8) 其中： α 24. 0 β.）001 (9) 式(9)中，.指的是单元自身的阻尼比，，则为整体结构对应的无阻尼系统的两个典型圆频率.

C.M，K.与整体结构阻尼、质量和刚度矩阵的关系是： =xW=W= (10) 此外，在实际应用中，对于不同部分具有不同阻尼比的结构，还常常根据变形能的加权平均来确定振 型阻尼比"，此类方法相当于在结构上定义了一种比例阻尼矩阵.

2全频校准的钢-砼混合结构Rayleigh阻尼模型 对于常见的Rayleigh型阻尼矩阵，如果采用适当的方法计算其振型阻尼比，会发现随着振型阶次的 升高，相应的阻尼比往往迅速增大，而以往的研究和试验表明"，实际情况并不如此，通常高振型的阻 尼比相对于低振型，只是略有增大，二者的数值属于同一个数量级.

其原因在于实际结构的阻尼特性不完 全符合粘滞阻尼理论的基本假定.

通过数值计算可以发现，文[3]中提出的基于单元Rayleigh假定的混合 结构阻尼模型，尽管可以较好地反映结构中钢和混凝土两种材料的数量对比和相对空间分布关系，但也存 在阻尼比随着振型阶次的升高而迅速增大的趋势.

高振型的阻尼比过大，意味着高阶振型效应有可能被过 分抑制，这对于高振型效应比较明显的结构，是偏于不安全的.

本文将对文[3]的阻尼模型进行改进，提 出一种新的钢-砼混合结构阻尼矩阵确定方法，解决高振型阻尼比过大的间题.

记结构中钢结构部分的阻尼矩阵为C，，混凝土部分的阻尼矩阵为C.

，整体结构的阻尼矩阵为C.

那 么： = (11) 根据结构动力学基本理论，结构在第i(i=1.2. n）振型上的阻尼比： 20 20 (12) 在式（12）中，分别对C，和C.运用Rayleigh假定，并采用单一频率校准公式（4），则有： C =2 !-YK yo M (1) = M (14) 式（13）、（14）中，，M，K，和，M，K分别表示钢结构部分和混凝土部分的阻尼比、质量矩阵 和刚度矩阵.

将式（13）、（14）代入式（12）可得： =(MM)(EKK) (15)
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 各阶振型的阻尼比由式（15）计算得到之后，整体结构的阻尼矩阵借助式（7）求得，也即： C = M①Diag(2 2. 2)①M (16) 导出式（15）、（16）的关键在于，对于阻尼矩阵在不同振型上的投影，均采用与该振型相应的频率进 行校准，而不是像传统做法一样，采用一个或两个固定的频率进行校准.

从这个意义上，式（15）、（16） 不同于文[3]，式（16）给出的钢-砼混合结构阻尼矩阵C是比例的，当令=时，式（16）将退 化为各振型阻尼比都相同的单一材料的阻尼矩阵.

实际的计算分析表明，这种方法可以较好地反映结构中 钢和混凝土两种材料的数量对比和相对空间分布关系，同时又解决了阻尼比随着振型阶次的升高而迅速增 大的问题.

实际上，如果5>2 (17) 也就是说，每个振型的阻尼比都将位于区间，]之中.

值得指出的是，式（15）、（16）也可以方便地推广到多种材料组成的更为复杂的混合结构，这时，只 须将式（15）改写为式（18），而式（16）仍然适用： (18) jl 式（18）中，m代表结构中的材料种类数.

3算例 文[3]提出的用于混合结构地震反应分析的非比例阻尼模型，是单一材料结构Rayleigh型阻尼在混合 结构中的推广，该方法可以得到阻尼矩阵的显式，与单一材料结构计算中的“直接比例阻尼矩阵法”相对 组合CCQc的反应谱分析：本文第2节提出的采用全频校准的改进方法，同样基于Rayleigh假定，但由 于对阻尼比的校准更为贴切全面，很好地避免了高振型阻尼比过大的间题.

这两种阻尼矩阵模型均已纳入到《复杂多层及高层建筑结构分析与设计软件PMSAP》.

对于非比例阻尼 问题，在CCQC提出之前，一般都近似地采用强迫解耦法进行分析，为了方便比较，PMSAP中也同时提供了 强迫解耦法.

以下将借助于PMSAP软件，以典型的钢-砼混合结构为算例，进行阻尼特性和地震反应分析，显示两 种阻尼模型的异同以及非比例阻尼问题强迫解耦法的精度.

下面每个算例均采用三种方法进行计算，每种 方法的具体含义是： 方法A：按照文[3]方法建立整体结构的非比例阻尼矩阵，通过直接求解结构的有阻尼特征值问题得到 各阶振型的准确阻尼比，然后采用CCQC方法计算结构的地震反应.

方法B：按照文[3]方法建立整体结构的非比例阻尼矩阵，在主振型投影空间中利用强迫解耦法获得各 阶振型的等效阻尼比，然后采用常规的CQC方法计算结构的地震反应.

方法C：采用本文第2节提出的改进方法建立阻尼矩阵，然后采用常规的CQC方法计算结构的地震反 应.

计算时，钢材和混凝土的阻尼比分别取为0.02和0.05，可调参数y取0.5.

例1混合框架E5C5S：10层框架，各层平面布置均如图1所示，各层层高、横跨和纵跨均分别为3m， 5m和4m.

下部5层为砼结构，砼强度等级C25 柱截面为800×600，梁截面为300×500：上部5层为钢结
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 构，钢材均为Q235 柱截面为工形500×500×30，梁截面为工形300×500×30：结构的每层最左面一福设 置交叉斜撑，斜撑的截面与本层柱相同（对砼楼层设置砼撑，对钢楼层设置钢撑），设置方式如图2所示.

楼面的恒、活荷载分别为10kN/m和5kN/n.

地震设防烈度为8度，II类场地，地震分组为第一组.

参与 振型取30个.

计算结果见表1至表3.

图1简单框架透视图及标准平面 图2边的斜撑设置方式 表1结构E5C5S的振型阻尼比 报型 方法A 方法B B/A 方法C C/A 0. 0445 0.6345 1.000 0. 04431 1. 286 2 0. 03663 0. 03663 1. 000 0. 04521 1.234 3 0.06261 0. 05266 1. 001 0 03088 0.587 4 0. 07422 0.07417 0. 999 0. 04156 0.560 5 0. 06838 0. 06853 1. 002 0. 03541 0.518 6 0. 09408 0.09420 1. 001 0.03411 096°0 表2 结构E5C5S的Y向楼层剪力（kN) 层号 方法A 方法B B/A 方法C / 1725 8 1756.3 1.018 1955 9 1.133 S 1101. 3 1135.7 1. 031 1223. 4 1.111 6 900. 9 921.8 1. 023 1004. 5 1.115 10 220. 9 22.4 1. 007 294.8 1. 335 表3结构E5C5S的Y向层间位移角（Rad） 层号 方法A 方法B B/A 方法C C/A 1/1414 1/1415 0.999 1/1426 0.990 1/765 1/766 1.000 1/797 0.960 6 1/932 1/932 1.000 1/930 1.002 10 1/3640 1/3667 0. 993 1/3054 1. 192 例2不等高双塔混合结构MT：结构共18层，层高均为3.3m.

底盘三层为混凝土结构：层4~9左塔为 钢框架，右塔为砼框剪结构：层10~18在层9平面基础上去掉左塔钢框架，只保留右塔砼框剪结构，如 图3所示.

砼强度等级均为C25.钢材强度等级均为Q235.

纵跨的中间跨跨度为3m，其余跨跨度均为5m.

右塔中间四根砼柱截面在层1~3为800×800，层4~9为700×700，除此而外其余砼柱截面均为 600×600.

砼梁截面均为300×500；左塔层4-9的钢柱截面均为450×450×30的方钢管：钢梁截面均 楼面的恒、活荷载分别为8kN/m和3kN/m.

地震设防烈度为7度，II类场地，地震分组为第一组.

参与 振型取30个.

计算结果列于表4至表6.

第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014 年 水泥搅拌桩与钻孔灌注桩组合支护结构在潮汕地 区基坑工程中的应用 黄上进‘，邓南” （1油头市开平建筑设计院有限公司浦头515021） （2广东新长安建筑设计院有限公司油头515021） 摘要：以潮汕地区几个深基坑支护设计为例，探讨潮汕地区二层地下室基坑支护设计方法.

关键词：水泥搅拌桩钻孔灌注桩组合支护结构水平位移 1、前言 潮汕地区属粤东平原，地貌单元属韩江、练江、榕江三角洲冲积平原，工程地质构造较复杂，大部分 地层为海陆交互相沉积层，主要由人工填土，淤泥，淤泥质土，粘土，粉细砂，中、粗砂互层组成，其特 点是含水量高，孔隙比大，抗剪强度低.

因此对基坑工程的设计与施工，尤其对面广量大的二层地下室而 言，带来了很大的挑战，二层地下室开挖深度一般大于7米，目前采用的基坑工程支护结构形式主要有两 种：一是内支撑支护方案，造价高，施工周期长，在基坑变形与稳定符合安全的条件下，一般尽量不用内 支撑支护结构.

二是双排桩支护方案，它是由两排平行的钻孔灌注桩及桩项连梁及压顶板组成，前后排桩 之间加二排或三排止水的深层水泥搅拌桩.

与内支撑支护方案相比，可节约资金，缩短工期，是目前潮汕 地区二层地下室开挖所采用的主要支护形式.

但时有发生支护结构水平位移偏大、止水带漏水、坑外地 坪下沉较大等问题.

为了克服上述两种支护方案的缺点，笔者在近几年地下室支护结构设计与实践中，对于二层地下室的 开挖，采用水泥搅拌桩与钻孔灌注桩组合支护形式，效果良好.

2、组合式支护结构的关键设计参数确定 对于水泥搅拌桩与钻孔灌注桩形成的组合式支护结构，如何确定双排桩的排距和桩距，如何确定水泥 搅拌桩的宽度等是非常关键的设计参数.

以潮州市汇贤居基坑工程为例，本文采用了PLAC有限差分软件 建立了数值模型，设置了水泥搅拌桩和双排钻孔灌注桩，模拟基坑开挖过程，分析基坑变形性状.

土体采用摩尔一库尔弹塑性模型，具体参数见下表： 表1各土层物理力学参数 编号 名称 厚度(n) 重度 (kx/m) 内聚力(kPa) 内摩擦角（） E OIPa) 1 填土 1. 10 18. 00 5. 00 10. 00 0.35 1 2 粉质粘土 3. 10 18.60 24. 70 13. 10 0.25 4.9 0-5 谢泥 6. 60 15.50 12. 00 5.00 0.35 3.6
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 3-1 夹细砂层 3.50 20. 00 00°0 30.00 0.26 20 0- 谢泥 5.30 15 50 12. 00 5.00 0. 35 5. 4 4 粉质粘土 5.20 18.70 18. 90 12.80 0.28 13.5 5 细砂 2. 00 20.00 0. 00 30.00 0.22 30 6 砾砂 0.70 22.00 10.00 30.00 0.2 48 7 粉质粘土 2. 30 19.00 23. 90 15. 40 0.29 15.08 8 细砂 2.20 22. 00 10.00 25.00 0.24 50 9 粉质粘土 3. 00 19.20 30.00 15.70 0.35 25. 52 2.1水泥搅拌桩宽度分析 基坑开挖深度为7.4米，为了分析水泥揽拌桩合理宽度，在基坑开挖面以下5米深度范围设置加固区， 宽度3米，双排钻孔桩桩直径800mm，桩长22米，前后排桩间距为2.5米、纵向间距2米.

水泥搅拌桩假定深度14米，分析工况：（1）宽度2.5米（2）宽度3.5米（3）宽度4.5米（4） 宽度6米.

加固宽度分析 140 120 移 80 水平位 60 20 40 0 0 3 加固宽度（n） 图1、水泥搅拌桩宽度对比分析 对于不同的工况计算结果进行了对比，结果如图1.

由图1可以看出，在双排桩位置设置水泥搅拌桩， 开始时减少位移的效果非常明显，能够减少双排桩的变形一半以上.

水泥搅拌桩宽度达到3米以后，其作 用开始显现.

此后还可以看出，水泥搅拌桩的宽度有一个优化值，也就是水泥搅拌桩宽度达到3.5米宽以 后减少基坑侧向变形的作用增加有限，因此为了最大发挥组合式支护结构的效能，水泥搅拌桩的宽度有一 个最优值，可考虑在3.54.5米之间.

2.2双排钻孔灌注桩排距分析 为了分析双排钻孔灌注桩合理的排间距，假定双排钻孔灌注桩直径800mm，桩长22米，前后排桩之间 设连梁，纵向间距2.5m，采用双排钻孔灌注桩之间加格构成水泥搅拌桩，宽度与排桩横向间距对应，基坑 开挖面以下5米深度范围加固，宽度3米.

为分析考虑的双排钻孔灌注桩间距如下：（1）1.5米（2）2 米（3）2.5米：（4)3米：（5)3.5米（6)4.2米.

计算结果见图2
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 双排桩排间距的分析 6.00 7.00 818 水2.00 的1.00 0.00 0 0.5 1 1.5 2 2.5 3 3.5 双排桩的横间距（n） 图2、双排桩排间距的分析结果 由图2可以看出，随着双排桩排间距增加，基坑水平位移减少，并且在排距较小时增加排距，位移快 速减少，门式框架的作用开始体现：排距达到一定宽度之后，但排距增加对减少变形的作用越来越小，可 见对于双排桩，门式框架作用有一个合理宽度问题，可考虑在3与3.5米之间.

3、实际基坑工程设计与施工监测结果 3.1潮州汇贤居基坑 该工程具有开挖面积大，开挖深度较深的特点，为了使基坑设计符合经济性、安全性和实用性的原则， 设计采用水泥搅拌桩与钻孔灌注桩组合支护结构形式.

根据前面的组合式基坑结构分析，设计采用格构式水泥搅拌桩，直径600mm.

长度为16米，宽度为 4.1米：钻孔灌注桩直径600mm，间距3.15米，排距3.15米，桩长24米：基坑内沿坑边用水泥搅拌桩进 行坑内加固，加固宽度3米，深度5米.

图3是组合式基坑结构的大样图.

3Q300 200 Tx450=3150 9600水泥接拌椎 坑外 L=16.0m 3米宽5米果 杭内加 坑内 00转孔准生性 L= 2 4c0m XE7 3米宽5米深 执内加图 图3水泥搅拌桩与双排钻孔灌注桩组合式结构布置大样
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014 年 根据上述实际设计参数，建立了数值分析模型并计算，得到了该设计方案的基坑变形结果（图4） St 9I0 Mi Pespadive FLAC3D3.00 1238:14WedAy 292009 X:3.100b000 eter. Ro Y-1.125-001 X1100 Z: -4640e001 0000 20000 Diet: 3925e002 Mg:611 Mtdic=00000 Lesatye SELGeoety Mtgic =0 SEL Dsplacemert Meac=0000e000 Moimum= 9.560e002 Lineetyle MrepolkMN USA scaCaralirgGaprc. 图4双排桩与重力坝复合结构水平位移 由图4可以看出，水泥搅拌桩与双排钻孔灌注桩组合式结构水平位移最大值为95mm.

该基坑从2008年8月12日开始开挖，12月25日地下室侧干墙施工结束.

双排桩与水泥搅拌桩组合 基坑支护结构实测结果表明：支护结构水平变形为80~125mm.

基坑支护平面图详图5 图5基坑支护平面图 3.2汕头星汇国际基坑 该工程地处闹市，周边均为城市主干道，二层地下室，开挖深度7.6，基坑面积约为44800m，坑底为淤泥， 坑底以上粉细砂层.

第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2基坑支护设计有关的岩土参数建议值 地层岩性 天然密度 含水量 压缩模量 凝聚力 内摩擦角 渗透系数 层 土层名称 状态 A Es (%) (kPa) c K 序 (g/cn") (kPa) （度） (cm/s) 1 杂填土（0.5~ 2. 3m) 欠压实 2.6 2 粉细砂（4. 5~ 松散一稍 7. 0m) 密 1.65 25.0 0 30.0 3. 50×10° 淤泥 (5. 0~10n) 流塑 1.55 68.0 2.0 10.0 2.0 0.60×10 粉质粘土（2.0~ 8. 0m) 可整 1.90 32.5 4. 8 22.0 12.0 谢泥质土 (1. 0~6. 0n) 流塑 1. 70 48.0 3.5 18.0 6.5 基坑设计方案采用单排钻孔灌注桩与水泥搅拌桩组合式支护结构形式，单排钻孔灌注桩直径700， 间距3.15米、桩长24米：格构式水泥搅拌桩，直径$600，长度为16米，宽为4.1米：基坑内设坑边进 行坑内加固，加固宽度为4.1米，深度为5米.

图6为组合式基坑结构大样图 (.000m P=2.200m) 1000 4100 50C15否说规土伊状 108200 2.200 （基家向） 时和面水菜水沟 200×300 (Hx8) 折1140900/ 200900 [=9000 8600热性式点汽规控 (L=16.000m) 围护大样A局部剖面 0700孔 (L20.000m） 图6组合式基坑结构大样图

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 风荷载激励下苏宁地标塔楼响应分析 鲁志雄，李力军，吴伟河，刘萍昌 （广州华森建筑与工程设计顾间有限公司，广州510045） [摘要]苏宁地标塔楼屋架顶高的为318m，屋顶构架自身高度的为60n，结构形式较为新颖，属于风敏感结构， 需对其在风荷载激励下的响应进行专项设计.

为此，本文基于风洞试验结果，考虑顺风向和横风向的综合作用， 对其风激励下的结构响应进行分析.

分析结果表明，结构基底倾覆力矩小于规范设计值，主楼项舒适度满足规范 要求，屋架下部加速度值满足规范要求，上部加速度值较大，其风致下的位移响应满足规范限制要求.

[关键词]超高层：混合结构：风激励：舒适度 1引言 超高层建筑结构体系较柔，周期较大，建筑物对风荷载的动力放大作用明显，一般以风控为主，强 风作用下结构可能出现舒适度超标，甚至将造成结构及附属构件损坏，且受建筑外形和周边环境等影响， 其风振响应往往以共振响应为主，超高层建筑横风向位移响应、加速度响应一般大于顺风向，横风向效 应显著，在结构设计中应予以充分考虑.

苏宁地标塔楼主塔楼高318m，超过规范限值180m，为超B类建筑.

结构高宽比5.6.

结构体系由钢 筋混凝土核心筒，带有腰桁架的外框架及构成核心筒与外框架之间相互作用的伸臂桁架组成.

由于结构 超高，体型复杂，风力对结构作用效应较大.

基于此，本文介绍了苏宁地标塔楼风洞试验结果，并基于 风洞试验数据，分析了结构主屋面及以上部分的加速度响应，为该结构屋顶部分的舒适度设计提供了依 据" 2风洞试验模型 鉴于地标塔楼的高度及与其相邻高层建筑可能对其风荷载产生的较为复杂的影响，为确保地标塔楼 结构设计安全可靠、经济合理，业主委托广东省建筑科学研究院进行本工程主要风洞试验，委托试验内 容包括提供主体结构设计风荷载及给出塔楼最高楼层的风致加速度，根据建筑功能进行舒适度评估.

采用 的风洞试验方法为风洞动态测压试验.

制作1：300的刚性测压模型及周边建筑模型，进行群体动态测 压试验.

试验照片见下图.

180 270 06 0 图1风洞试验照片一 图2风洞试验坐标
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3风洞试验结果规范风荷载对比 根据《建筑结构荷载规范》GB5009-2012及《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010，初步 的风荷载取值如下： 表1初步风荷载取值 类别 内容 备注 10年一遇基本风压W 0. 30kN/zn² 用于舒适度分析 50年一遇基本风压 0. 50kN/zn² 用于层间变形验算 100年一遇基本风压% 0. 60kN/z² 用于结构强度验算 地面粗糙度类别 B 风荷载体型系数 1. 4 风洞试验最不利风向角统计结果（X方向风荷载为风洞试验报告组合工况2，Y方向风荷载为风洞试 验报告为组合工况3）与规范风荷载对比如下图3和图4所示.

上述对比结果显示按规范计算的风荷载 大于风洞试验结果，因此设计中偏于安全的选用了规范风荷载作为设计风荷载.

费 509 20 990 110 30800 [0800 3900 3000 要力 (4) 期力 98) 盘 (4) 负力(n) AR以 (a)X 年 (b)Y 向 (a)X 向 (b)Y向 图3风洞试验结果与规范风荷载对比图 图4风洞试验与规范风荷载基底剪力对比图 4屋架结构加速度响应分析 4.1主屋面舒适度性能分析 为确保高层建筑内使用舒适度，需验算风振引起的建筑物顶点最大加速度.

水平舒适度计算方法可 根据《高规》及《高钢规》的有关规定进行.

根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.7.6
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 条，结构顶点最大加速度限值如下表2.

在结构阻尼比为0.015时，不同风向角作用下结构顶部楼层加 速度如下表3所示.

由此可见，结构最不利风向角约为135，结构在X向和Y向最大加速度峰值约为 0.11m/s，满足规范对于办公、宾馆的舒适度要求.

表2风洞实验结构顶点风振加速度值a 使用功能 住宅、公寓 办公、宾馆 X向 Y向 a(m/s) 0.15 0.25 0.105 0.107 舒适度判别 满足 满足 表3不同风向角作用下结构顶部楼层加速度（阻尼比1.5%） 风向角（） ax(m/s*2) ay(m/s^2) az(rad/s^2) 0 0.049 0.045 0.00041 15 0.053 0.057 0.00047 30 0.056 0.043 0.00037 45 0.066 0.05 0000 60 0.063 0.056 0.00044 75 0.069 0.057 0.00032 90 0.046 0.056 0.00045 105 0.064 0.078 0.00048 120 0.064 0.078 0.00049 135 0.105 0.081 0.00051 150 0.085 0.077 0.00036 165 0.057 0.06 0.00043 180 0.09 0.056 0.00046 195 0.068 0.053 0.00045 210 0.049 0.054 0.00032 225 190′0 0.058 0.00029 240 0.07 0.107 0.00027 255 0.053 0.077 0.00044 0.047 0.096 0.00052 285 0.048 0.068 0.00042 300 0.058 0.052 0.00027 315 0.061 0.068 0.00033 330 0.06 0.057 0.00042 345 0.076 0.054 0.00037 4.2屋架舒适度分析 塔楼屋顶为总统套房，位于60层250m高处，风洞试验所给出的结构顶部即为总统套房顶，总统套 房至288m处主屋顶段主要功能为设备用房.

为进一步对设备房及以上屋架部分的舒适度进行评估，本节
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 基于风洞脉动风时程进行舒适度分析.

选取最不利风向角135风荷载时程进行加速度响应分析.

计算软件为SAP2000.计算过程为：依据风洞试验给出的脉动 318m 77层 风压系数时程，根据荷载规范（8.1.1-1）式，考虑风压高度变 化系数影响，可得到不同楼层处的脉动风压时程.

风洞报告 中，共在约20个不同楼层处布置风压传感器以得到整个结构 288m67) 的风压系数.

相应地，在SAP2000有限元模型中，在与风洞 试验模型相对应的楼层节点上添加风荷载时程，即可完成脉 动风荷载激励的添加.

其中，风荷载时间间隔应考虑相似变 换的影响.

根据风洞试验建议结果，舒适度计算时考虑结构的阻尼 250m60层 比为0.015.

计算过程中，分别考虑瑞尼阻尼和振型阻尼两 种不同阻尼比的影响进行对比分析，其中瑞尼阻尼的第一、 二振型阻尼比取为0.015.

结构在X向和Y向的加速度计算 结果如下图6和图7所示.

计算结果表明：采用风时程计算 图5屋顶构架整体结构示意图 的上人屋面最大加速度与风洞试验结果基本一致，均约为 0.11m/s2.

这表明风荷载计算及在模型中的施加方式是可行的.

从图中60层以上设备层和屋架的加速度响应可以看出，结构在主屋项即67层的加速度峰值可满足 规范要求，其中Y向较大，约为0.22m/s².

这表明总统套房以上相关范围内的加速度峰值较小，可满足 住宅和公寓舒适性要求，从而保证了总统套房的舒适性.

结构在瑞尼阻尼下的加速度响应均小于振型阻 尼，可见结构高阶响应对加速度影响较大，且在结构屋架顶部，风荷载激励下的鞭梢效应显著，在两个 方向均产生较大的突变，在构件设计中，应考虑风荷载激励下高阶振型影响，以保证结构的安全性.

风时程荷载激励下，顶部钢结构幕墙支撑构架加速度值较大.

在下一步设计中，是否增设粘滞阻尼 器对脉动风引起的动力响应进行控制，需应考虑幕墙构件专业的意见进行综合考虑.

国利U2 阳尼u2 -利 一振选限值 报底限值 001001-5 -0.5 0.5 图6X向风激励下加速度响应 图7Y向风激励下加速度响应
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5结论 本文根据风洞试验结果，对苏宁地标塔楼考虑风激励下的结果进行分析，主要结论如下： （1)风洞试验结果表明，结构体型系数合理，普遍小于规范的1.4，在局部角部位置处，体型系数略 大于规范限制，约1.5.这表明结构选型合理、经济.

（2）通过规范风荷载与风洞试验结果进行比较，可知，规范风荷载作用下，结构剪力倾覆力矩等均 大于风洞试验结果，故设计时以规范风荷载进行承载力设计.

(3）风荷载时程分析结果表明，结构在290米以下各层加速度峰值均小于规范限制，满足规范舒适 度限制要求.

（4）屋架部分由于其自身质量小，阻尼比较小，在脉动风激励下，屋架高阶响应较明显，出现峰值 突变，且其顶部舒适度过大，超过规范限制要求，在下一步设计中，是否影响相关幕墙专业，尚需进行 论证.

参考文献 [1]李力军，吴伟河，陈晓城等，佛山苏宁广场地标塔楼结构抗震超限设计可行性论证报告[R].广州：华森建筑与工程设 计顾间有限公司，2014. [2]GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [3]JGJ3-2010 高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [4]佛山苏宁广场项目风润试验报告[].广东省建筑科学研究院，2013.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某高位转换高层建筑结构设计 魏路，程昭波，钟维浩，刘淼鑫，黄作军，伍阳 （广东省建筑设计研究院广东广州510010) [摘要]本文对某高位转换高层建筑进行结构设计分析，重点分析了PKPM不同计算模块对转换构件的计算结果， 对比发现不同的模块计算结果有较大不同，在结构设计时应对结果进行仔细分析综合判断，才能作为设计依据.

同时根据规范设定的抗震性能目标，研究结构的整体抗震性能，分别进行多遇地震作用下的弹性反应谱分析和罕 遇地震作用下的推覆分析，结果表明结构满足抗震性能要求.

在多遇地震作用下，结构完全处于弹性工作，在罕 遇地震作用下，塑性铰出现的时间和位置合理，满足抗震性能要求.

[关键词]高位转换，筏板基础，转换梁分析，推覆分析 1工程概况 本工程位于场地位于惠州市仲恺高新区，总建筑面积为55350m²，其中地下建筑面积12706m².本工程为 商住建筑，地面以上26层，其中1至5层为裙房部分，6至26层为塔楼部分，首层层高5.9m，第2至3 层层高4.9m，6层架空层层高5.5m，塔楼标准层层高2.9m，地面以上建筑物总高度为87.2米.

地面以下 2层，主要为停车库及设备用房.

本工程根据建筑立面和功能的要求，采用部分框支剪力墙结构体系.

考虑工程实际情况，通过方案比 选确定转换结构采用梁式转换结构：第6层局部结构竖向柱构件上下不连续贯通，上部的住宅采用剪力墙 结构，通过转换梁和框支柱共同实现对整个结构力的传递和衔接.

本工程结构水平布置相对均匀，竖向向 结构布置不均匀，通过调整转换层上下竖向构件的大小调整刚度比满足要求.

结构设计地震分组为第一组， 设计基本地震加速度值为0.05g，场地土类型为Ⅱ类，场地特征周期为0.35秒.

图1为标准层平面，图2 为转换层结构平面.

图1住宅标准层平面图 图2转换层结构平面图 由于本工程转换层上部剪力墙平面布置较为复杂，经过对结构方案的分析比较，并根据上部剪力墙的 平面布置情况，决定采用梁式转换.

转换主梁截面尺寸为：最大截面为bXh=1200X2000，典型截面为 作者筒介：魏路（1981-)，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 bXh=1000X1800：转换层板厚为180mm.

2.基础设计 根据地基土质、上部结构体系及施工条件等资料，经技术和经济对比优化，本工程塔楼部分基础采用 筏板基础，地基持力层为全风化砂岩，持力层地基承载力特征值为350KPa，修正后450kpa，压缩模量5mpa， 变形模量50mpa.

筏板厚度1500mm，局部1800mm.

利用JCCAD计算筏板配筋.

基床系数取值采用荷载 /沉降的方法反算，预估沉降按广东省基础规范取变形模量E计算，估算基床系数K取15000KN/M”.

配 筋率板面0.15%，板底0.27%拉通，不足处另加.

对于个别应力集中的点配筋采用局部区域平均的取值.

塔楼以外用天然基础防水板锚杆的做法.

锚杆间距2.5~2.7m，锚杆布置在天然基础范围外.

利用 midas将锚杆建入模型，算出锚杆拉力值，根据拉力值大小不同的区域采用330KN和420KN两种特征值.

防水板厚度600mm，计算防水板配筋时将锚杆拉力等效成与水反力反向的均布荷载，相比将锚杆布置在基 础范围内可大幅度减小配筋.

3转换结构构件计算分析 3.1受力特点 当上部竖向构件布置复杂时，框支主梁除了要承受上部剪力墙、柱的作用外，还要承受转换次梁及其 上部剪力墙、柱的作用.

这种多次转换传力路径长，并且框支主梁受到较大的剪力、扭矩和弯矩，容易发 生受剪破坏.

因此，因对其进行应力分析，按应力校核配筋，并加强配筋构造措施.

转换梁与上部墙体受力密切相关，它们成为一个结构整体，共同参与工作.

实际上，转换梁上部墙 体的布置形式将影响它与梁共同受力的比例关系.

在一般工程项目中，墙体的布置形式主要分为以下3种 情况：（1）部分墙体支承在框支柱上：（2）转换梁满跨支承着墙体：(3）墙体支承在转换梁跨中.

布置类型如 下图所示.

图3部分墙体支承在框支柱上 图4转换梁满跨支承着墙体 图5墙体支承在转换梁跨中 3.2转换梁有限元分析 本工程结构整体分析采用SATWE结构计算软件，转换梁采用高精度平面有限元模块（FEQ）进行应 力分析.

并采用PMSAP模块，将在SATWE中为杆单元的转换梁转换成壳单元进行计算，对比分析计算 结果.

采用FEQ模块进行分析计算时，框支单元按全轴线截取，层数从地上首层取至转换层上部3层.

3 转换主梁分析单元选取轴1-3（图2所圈轴线）.

采用SATWE对结构进行整体计算分析，得1-3轴转换主梁的弯矩和剪力包络图如下图所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图6转换主梁弯矩包络图（kNm） 图7转换主梁剪力包络图（kN） 由上图可得，转换主梁最大支座负弯矩为3048kN.m，且左右两端负弯矩在1/3梁净跨处已为0.正弯 矩最大值为3179kN.m，位置靠近上部墙体的一端.

剪力最大值为2719kN，且无较大突变.

由弯矩和剪力 图可知转换梁的受力形式类似于在梁上施加均布荷载的情况.

采用FEQ模块，选择两个工况下的计算结果进行应力分析：工况1：恒载：工况2：Y向风载.

0x、 y和rxy的应力分布图如下图所示.

) (a)工况1 (b)工况2 (a)工况 1 (b)工况2 图8ox等应力线（kN/m²） 图9 ay等应力线（kN/m²） (a)工况1 (b)工况2 图10xy等应力线（kN/m²） 从ax等应力线可看出，梁的零应力基本靠近梁高度的中间位置，梁跨中下部受拉，上部受压，转换 梁由于梁高较高，一般属于深受弯构件：(2）从oy等应力线图则可得知，转换梁于上部墙体共同参与工作， 在梁端下部及在转换柱上的剪力墙端部存在应力集中的现象，因此设计时这两个部位应考虑局部承压的情 况：(3）从图10可看出，梁上有墙体的部位，梁和墙共同工作，一同承担剪力，而最大的剪应力出现在上部 没有墙体的梁端.

由此可得，在设计时不但要保证转换梁和墙体有足够的抗剪能力，还有注意加强上部无 墙的梁端的配筋及构造措施.

通过PMSAP模块的计算，得转换梁的弯矩和剪力的包络图，如图11、图12所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 13(0 图11转换主梁弯矩包络图（kN.m） 图12转换主梁剪力包络图（kN） 与SATWE计算结果对比发现，弯矩图曲线基本相似，支座最大负弯矩和跨中最大正弯矩值均比 SATWE计算结果小：剪力图较为不同，但最大剪力值相近，且均在梁端处.

值得注意的是，PMSAP计算 结果显示转换梁最大拉力为1050kN，比SATWE计算值大一倍.

所以在配筋时应按照PMSAP计算结果对 转换梁进行拉弯构件的验算校核.

4结构抗震性能分析 4.1性能目标和结构布置 本工程属于竖向不规则结构，综合考虑结构的规则性和规范抗震性能要求，结构设定的最终的性能目标 为：整体结构满足基本抗震设防目标，提高关键结构构件的抗震性能目标.

拟定的结构满足在多遇地震和 罕遇地震下性能目标见表1.

表1结构抗震性能目标 结构构件 多遇地震 罕遇地震 整体性能 层间位移角 1/1000 1/120 剪力墙 保持弹性，满足规范要求 可部分进入屈服 连梁 保持弹性，满足规范要求 可大部分进入 构件性能 屈服 框架梁 保持弹性，满足规范要求 可部分进入屈服 框支结构 保持弹性，满足规范要求 不进入屈服 4.2多遇地震作用下结构反应谱分析 结构在多遇地震作用下的变形计算采用弹性反应谱方法分析.

设防地震动参数如下：基本烈度为6度 （0.05g），地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类.

分析的多遇地震规范反应谱见图13.

2#楼结构在多遇地震下，X方向最大层间位移为1/6056，Y方向最大层间位移为1/2666，均满足根据规范 设定抗震性能目标最大层间位移角1/1000的限值要求，且可见Y方向整体抗侧刚度较弱.

同时通过层间 剪力对比可见，X方向的层间剪力比Y方向要大，X方向的最大层间剪力为3392.23kN，Y方向的最大层间 剪力为2773.63kN.

结构在小震下完全处于弹性工作，满足设定的抗震性能目标.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 多通地覆械省及应请 3.9 YR 24 BS 12 141 (V19ad 限间力 盐构自乳周期To 3 1.2 图13多遇地震规范反应谱 图14(a）层间位移角对比 图14(b)层间剪力对比 4.3罕遇地震作用下结构推覆分析 《高层建筑混凝土结构技术规程》规定，竖向不规则且有明显薄弱层的结构，在地震作用下，有可能 使得结构局部受到较大的破坏，为此要对此类结构进行弹塑性变形分析.

结构推覆分析是基于性能的静力 弹塑性抗震设计，即是设定结构的性能目标来评价结构设计能否满足性能要求的设计方法.

a 图15（a）结构X向的抗例塌验算曲线 图15(b)结构Y向的抗倒塌验算曲线 本工程为带高位转换层的高层建筑，因此对该结构进行了推覆分析.

图15给出了结构两个方向的抗 倒塌验算曲线，图16给出了结构各楼层在性能点层间位移角.

根据表1提出的抗震性能要求，结构在罕 遇地震下的层间位移角限值为1/120，以此为控制指标评价结构变形性能.

在结构完成推覆分析后，结构 的罕遇地震性能点对应的X方向最大层间位移角为1/1293，Y方向最大层间位移角为1/750，均满足了性 能要求的限值.

从图7可见，在结构性能点，X方向的最大层间位移角在12层，Y方向最大层间位移角 在14层，结构在转换层有明显刚度突变.

区 生方向移角（1/0 ） 主方向时购位角1/3000 n 图16(a)X向性能点层间位移角 图16(b)Y向性能点层间位移角

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 国家大剧院舞美基地项目地基基础设计 魏勇，王桂云，方云飞，张徐，孙宏伟 （北京市建筑设计研究院有限公司，北京100045） 摘要：国家大剧院舞美基地项目是一个综合性建筑群.

合成剧场、演员住宿楼、艺术交流楼通过地下车库在地下 室连为一体.

基础形式复杂，标高关系复杂，荷载差异大.

地基土的承载力较低，压缩模量较小.

本项目是一个 复杂的地基基确设计工程，差异变形控制是设计难点.

采用Plaxis3D 2013专业软件进行考虑土-结构共同作用 的基础沉降有限元分析.

采用变刚度调平思想设计CFG桩复合地基.

采用短桩CFG桩方案优化交流中心地基基础， 减小差异沉降，节省工程造价.

最终设计结果表明，总沉降量和差异沉降均满足规范要求.

关键词：梁板式復形基础：CFG桩复合地基：沉降差：方案比选 1.工程概况 国家大剧院舞美基地项目位于北京市通州区台湖镇.

是一座集艺术创作、剧目排演、舞美布景和道具 制作、服装设计、舞美展示及收藏为一体的综合性建筑群，建筑总面积约6万平米.

包括合成剧场、演员 住宿楼、艺术交流楼、制作车间、散装库房及舞美设计楼、集装箱库房（共两栋）等7个地上单体建筑及 地下车库.

建筑平面布置及效果如图1和图2所示.

合成剧场、演员住宿楼、艺术交流楼通过地下车库在 地下室连为一体.

本文主要讨论合成剧场、演员住宿楼、艺术交流楼整体地下室的地基基础设计.

图1建筑平面布置图 图2建筑三维效果图 合成剧场地上6层、地下1层，结构高度38.0m.

演员住宿楼地上16层，裙房地上2层，地下1层， 主楼结构高度52.84m，裙房结构高度10.25m.

艺 艺术交流中心 术交流楼，地上2层，局部3层，局部1层地下 室，结构高度15.4m.

上部结构主体采用钢筋混凝 土框架-剪力墙结构体系，局部屋面及造型采用钢 合成剧场 结构：上部结构嵌固于地下室顶板（有地下室区域） 地下车库 或拉梁顶面（无地下室区域）.

上部结构模型如图 演员住宿楼 3所示.

图3结构计算模型三维示意图[SATVE] 2.工程地质条件 作者简介：魏勇，1980年5月出生，男，工学博土，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 根据岩土工程勘察报告，拟建场地勘探深度范围内（最深36.50m）的地层，按其成因类型、沉积年代 划分为人工堆积层及第四纪沉积层两大类，并按其地层岩性及其物理力学数据指标进一步划分为7个大层 及亚层.

土层参数见表1.地基土性状整体较差，大部分为深厚的粉质粘土，地基承载力普遍较低 （110~120kPa），压缩模量较小.

表1土层岩性及物理力学数据表 土层 层底标高 平均层厚 天然密度 粘聚力 内摩擦角 压缩模量 E (MPs) 阻 增阻 承载力 岩性 (m) (m) p(g(m) C(kPs) () P -P P P P -Pao Fna aPa) 9px aPs) fα (xPa) 黏质粉土素填土 粉质积土素项土 20.46 1.47 - - - 房渣土 ~22.93 - - - 粉质砂土-粘质粉土 17.01 1.98 15 24.8 99 11.6 - 55 - 190 ② 粉版粘土-重粉质粘土 19.57 3.66 1.92 19.5 9.3 4.6 5.7 40 110 粉砂-细砂 1.80 0 24 50 180 ③ 粉版粘土-重粉质粘土 11.56 1.95 19 10.2 5.4 6.3 7.6 45 - 120 ③ 粉质粘土-砂质粉土 14.24 5.30 2.01 19 16.3 8.2 10.1 114 55 180 ③: 细砂-粉砂 1.85 0 26 25.0 60 200 ④ 粉版粘土-重粉预粘土 1.96 30 15 7.5 8.3 10:8 50 00 160 ③ 粉质粘土砂质粉土 5.84 4.79 2.07 15 31.3 10.6 12.1 60 800 200 ④: 粘土 13.54 1.86 40 10 5.4 62 45 120 粉砂-细砂 0 60 00 260 细砂-中砂 0 32 65 900 320 6 砂质粉土-粉质粘土 -0.01 3.63 2.03 15 23 19.6 21.5 24.4 70 750 220 粉版粘土-重粉质粘土 ~8.93 1.95 30 10 6.7 7.5 55 140 6 0 34 55.0 100 1200 360 @ 粉所粘土-粘质粉土 4.54 1.98 36 18.1 10:7 11.6 60 800 200 船土-重粉近粘土 5.15 294 1.88 40 12 6.9 74 55 - 150 粘质粉土-砂质粉土 2.08 35 26 00 21.7 - 70 1000 220 中砂-细砂 -13.39 5.94 - 0 32 - - 65 1500 340 粉质粘土-粘质粉土 -6.54 - - - - 说明：表中q为桩的极限侧阻力标准值：q为桩的极限端阻力标准值：f为承载力特征值.

本工程土0.000=24.600m（绝对标高），地质勘探钻孔孔口处标高为22.96~24.04m左右，自然地面低于 室外设计标高，会有较多的回填土.

由于回填土的影响，抵消了部分深宽修正对承载力提高的贡献，并带 来了较大的附加应力.

场区目前为空地.

根据地质勘查结果和区域地质调查资料，拟建场地不存在影响场地整体稳定性的不 良地质作用，为均匀地基，适宜工程建设.

根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）判断，本场地20m 深度范围内的天然沉积土层不会发生地震液化，为对建筑抗震一般地段.

自然地面下20m深度范围内的土 层等效剪切波速为206~228m/s，土覆盖层厚度>50m，场地类别为11I类.

勘察期间（2013年7月下旬）于钻孔内实测到4层地下水.

第1层为潜水，埋深约2.20~4.90m，标 高约18.18~21.03m.

第2层和第3层均为具有承压性的层间水，埋深分别为6.40~9.10m和10.80~12.80m， 标高分别为14.29~17.32m和10.40~12.46m.

第4层承压水，埋深约20.30m，标高为2.66m.

地下水天然动 态类型属于渗流-蒸发、流型，主要接受蒸发、大气降水渗入、地下水侧向流及越流等方式补给，以地
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 下水侧向流及越流、人工开采为主要排泄方式，水位年变幅为1~4m.

场区1955年以来最高地下水位标 高接近自然地面：近3-5年最高地下水位标高为21.10m左右.

抗浮设计水位22.20m（-2.40m）.

场地标准冻深0.8m.

3.地基基础方案 合成剧场、演员住宿楼、艺术交流楼等单体，地上互相不连通，地下通过地下车库连为一体，类似大 底盘多塔结构.

基础结构布置平面如图4所示.

10.D象 .加左右不 艺术交流中心 无地下 无地下室区域 基底存高3.77m 室区域 2.5m 演员住宿楼 合成 沉降后浇带 剧场 温度后 浇带 基滨标高417 图4基础结构布置示意图 地下室包括：合成剧场的大部分区域、演员住宿楼的全部区域、艺术交流楼的局部区域，采用筏型基 础.

舞台台仓、观众厅等大空间采用平板式筏形基础、板厚800-1200mm，墙下局部加厚.

其余区域采用 梁板式筏型基础：住宿楼主楼下底板厚700mm，地梁高1800~2000mm：正常柱网区域板厚500~600mm， 地梁高1200mm.各区域基底标高：合成剧场舞台台仓、观众厅区域-6.02--6.80m，月池台仓-9.55m，观众 厅前区-8.17m，演员住宿楼主楼-7.77m，地下车库-7.17~-8.16m.

在演员住宿楼主楼与裙房之间设置沉降后 浇带，其余后浇带为温度后浇带.

合成剧场后舞台两侧区域无地下室.

为了减小与有地下室区域之间的沉降差，采用梁板式筏型基础.

板厚400mm，地梁高1000-1200mm，板底标高-3.77m，回填土约2.9m厚.

交流中心除了左下角局部区域有地下室外，其余区域均无地下室.

最初方案采用梁板式筏型基础.

但 是沉降分析结果表明，无地下室区域与有地下室区域的沉降差超过规范限值.

经过方案比选（具体见下文）， 最终采用柱下独立柱基墙下条形基础，地基采用CFG桩复合地基方案.

基础底面标高-3.77m，回填土约 2.9m厚.

根据地基反力计算结果，并考虑上部结构荷载分布特点，演员住宿楼主楼及相关区域、交流中心采用 CFG桩复合地基，其余区域采用天然地基.

观众厅前区结构自重小于地下水浮力，采用增加配重的方案， 在基础底板以上回填钢渣混凝土.

地下室天然地基的持力层为③层粉质粘土-重粉质粘土及③-1层粉质粘土 -砂质粉土.

合成剧场无地下室区域天然地基的持力层为②层粉质砂土-粘质粉土及②-1层粉质粘土-重粉质 粘土.

4.设计难点及对策
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 本工程地基基础的设计中，有以下难点： 1）地基土性状较差：大部分为深厚的粉质粘土，地基承载力普遍较低（110~120kPa），压缩模量较 小.

场地自然标高与设计标高存在2m左右高差，需要回填.

由于场地回填的影响，导致通过深 宽修正对承载力提高的贡献不大，反而附加应力较大，不利于满足地基承载力要求.

2）荷载差异较大：合成剧场舞台及观众厅四周墙体及演员住宿楼主楼荷载均较大，其中主楼需要采 用CFG桩处理后才能满足地基承载力要求.

合成剧场观众厅前区自重不能满足抗浮要求，需要采 用钢渣混凝土压重.

无地下室区域有较深的回填土，易造成与相邻的地下室区域荷载差异较大.

交流中心西侧室外看台有三角形土坡，最大高度约4.8m（自然地面以上）.

3）地基基础复杂：天然地基与CFG桩复合地基并存，合成剧场、交流中心在同一单体范围内有地下 室与无地下室并存.

地下室基础底板高差复杂，合成剧场无地下室区域与有地下室区域基底标高 差3.25m，交流中心无地下室区域与有地下室区域基底标高差4.9m. 这些特点决定了，本工程地基基础的设计难点主要是总沉降量和沉降差量的控制.

主要采取以下措施： 1）对于有地下室的区域采用刚度较大的梁板式基础，协调沉降差.

2）对于有抗浮问题的区域，尽量采用压重的方式，避免采用抗拔桩或抗拔锚杆.

3）对于荷载较大的演员住宿楼主楼区域，采用CFG桩复合基础.

CFG桩的布置采用变刚度调平概 念，通过调整桩间距减小沉降差.

4）对于无地下室区域，采用筏型基础，减小与有地下室区域的沉降差.

尽可能减小基础埋深，减小 回填土产生的附加应力.

5）在演员住宿楼主楼与裙房之间设置沉降后浇带.

6）沉降计算时考虑地基、基础与上部结构的共同作用.

并根据计算结果调整基础结构布置及CFG桩 布置方案.

5.沉降分析结果 沉降分析采用三维基础专业软件Plaxis3D 2013，计算时考虑地基、基础与上部结构的共同作用.

由于 结构整体体量较大，且合成剧场和演员住宿楼主楼之间有较长的纯地下室区域，两者的受力和沉降变形基 本不会互相影响.

在保证计算结果准确可信的前提下，为了提高计算效率，本工程分成以下两个部分单独 建模分析：合成剧场及相关地下室区域、演员住宿楼及交流中心相关地下室区域.

计算模型如图5所示.

（a）合成剧场 （b）演员住宿楼及交流中心 图5Plaxis计算模型 合成剧场沉降计算结果如图6所示.

舞台及观众厅区域沉降较大，最大沉降量为55.26mm.

地下室其 它区域沉降量不大（约30mm），且沉降较为均匀.

后舞台两侧的无地下室区域最大沉降量约40mm，与 地下室的沉降差约为0.04%L~0.08%L，满足《建筑地基基础设计规范》（GB50007-2011）（以下简称《地 基规范》）规定的0.1%L限值.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大7（1401252 208u 要小倍 • 4:525 m[元250 1174) 是8 - 0.05877 = (*元 409 ± 节.0 12555) 图6合成剧场沉降计算结果 图7演员住宿楼及交流中心沉降计算结果 演员住宿楼及交流中心沉降计算结果如图7所示.

主楼核心筒最大沉降量为58.77mm.

由于露天看台 三角形堆土的影响，地下室北侧区域沉降也较大（约50mm）.

地下室其它区域沉降量不大（约25~40mm）， 沉降差也不大.

交流中心独立柱基最大沉降约55mm，与地下室的沉降差约为0.08%L，满足《地基规范》 D规定的0.1%L限值.

6.交流中心地基基础方案比选 演员住宿楼主楼及相关区域的CFG桩布置、交流中心的地基基础方案进行了几轮调整，大致可以分为 初始方案、中间方案、最终方案.

下面对方案的比选过程进行简单介绍.

6.1初始方案 初始方案如图8所示.

演员住宿楼主楼及相关区域布置CFG桩，有效桩长21.0m，桩端持力层为③层 中砂-细砂.

采用CFG桩复合地基主要为了提高地基承载力，并通过调整CFG桩间距减小沉降差.

在核心 筒区域桩间距为3d，核心简以外的主楼区域桩间距为3.5d，主楼以外的相关区域桩间距为4d.

艺术交流中心 梁板式筏形基础 CFG桩 复合地基 演员住宿楼 主楼以外 BRFs 核心筒以外 核心简范围 4.07529m元76792) (0C111 s 0 4c8) w24 8V/# 图8初始方案 图9初始方案沉降结果

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 关于大底盘单塔结构扭转位移比的思考与建议 魏勇，王志刚 （北京市建筑设计研究院有限公司，北京 100045) 摘要：我国规范要求结构平面布置应简单、规则、减小偏心.

在大底盘单塔实际工程中，减小质心与刚心的偏心 距，并不能减小扭转位移比.

本文回顾了结构位移的计算方法，讨论了刚心与质心的偏心距对结构扭转不规则的 影响.

提出了剪力中心的概念及计算方法.

对于大底盘单塔及类似结构，提出了减小剪心与刚心偏心距，以减小 扭转位移比的方法.

通过工程实例验证，本文提出的方法有效、实用.

对于今后的类似工程，有借鉴意义.

关键词：大底盘单塔：扭转位移比：质心：刚心：偏心距：剪心 1.引言 扭转位移比是限制结构扭转效应的重要指标.

扭转位移比是指在考虑偶然偏心影响的规定水平地震力 作用下，楼层竖向构件最大的水平位移和层间位移与该楼层平均值的比值，现行《建筑抗震设计规范》 规》）均对结构的扭转位移比限值做出了具体规定.

根据《高规》3.4.5条的条文说明：国内外历次大地震震害表明，平面不规则、质量与刚度偏心大 和抗扭刚度太弱的结构，在地震中遭受到严重的破坏.

国内一些振动台模型试验结果也表明，过大的扭转 效应会导致结构的严重破坏.

因此需要限制结构的扭转效应.

对结构的扭转效应主要是从以下两个方面加 以限制：一是限制结构平面布置的不规则性，避免产生过大的偏心而导致结构产生较大的扭转效应：二是 限制结构的抗扭刚度不能太弱，关键是限制结构的扭转周期比.

对于结构的平面布置，《抗规》“3.4.2条要求：宜选用规则的形体，其抗侧力构件的平面布置宜规 则对称：《高规》3.4.4条则要求：平面布置应简单、规则、减少偏心.

由此可见，现行规范对于结构 平面布置规则性的限制实际上是对质心与刚心之间偏心距的限制.

但是现行规范对偏心距并未做出具体限 值规定，而是通过限制扭转位移比限制由于平面不规则产生的扭转效应.

基于上述认识，对于扭转位移比不满足规范限值的调整，主要是遵循减小偏心距的原则.

《全国民用 建筑工程设计技术措施（2009）结构（结构体系）》（下文简称《全国技措》）1.3.7条明确指出：合 理地布置结构的抗侧力构件，减小刚心与质心的偏心距可有效地改善扭转不规则.

对于塔楼偏置的大底盘单塔结构，裙房层的质心与 刚心的偏心距较大，扭转位移比往往超过规范限值.

由 于大底盘单塔结构自身的特点，在调整结构抗侧力刚度 布置时，简单的遵循减小偏心距的原则，有时候并不能 取得满意的效果，甚至可能适得其反.

本文主要讨论并 分析在大底盘单塔的扭转位移比调整中遇到的问题，并 提出相应的建议.

2.用一个实例引出问题 图1结构三维示意图 作者简介：魏勇，1980年5 月出生，男，工学博士，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 某大底盘单塔结构，结构三维示意如图1所示，平面布置如图2所示.裙房东西向97.9m，南北向41.4m， 地上3层，地下2层，首层和二层层高均为5.1m，三层4.5m，地下一层5.6m，地下二层3.6m，结构总高 14.6m，采用框架-剪力墙结构.

主楼东西向54.8m，南北向29.3m，地上15层，标准层层高4.0m，总高62.7m， 采用框架-核心筒结构.

塔楼质心与底盘质心偏心距为Axm=17.78m（18.2%），Aym=6.02m（14.5%），满 足《高规》10.6.3条关于多塔结构质心偏心距的限值.

裙房各层位移比结果见表1.X向层间位移比最大值1.40（首层），Y向层间位移比最大值1.44（二 层）.

Y向层间位移比超出《高规》关于多塔结构层间位移比的限值，需要调整布置.

主楼范围 剪力墙 (a)裙房首层平面 (b)主楼标准层平面 图2结构平面布置图（初始方案） 表1裙房位移比结果 X向规定水平力 Y向规定水平力 方案楼层 X X X- Y 人 Y- 层位移比 层间位移比 层位移比 层间位移比 层位移比 层间位移比 层位移比 层间位移比 层位移比 层间位移比 层位移比 层间位移比 初始 3 101 1.09 1.10 1.00 1.08 1.19 1.10 1.09 1.13 1.14 1.30 1.29 2 1.08 方案 1.02 1.16 1.06 1.00 1.12 1.10 1.22 1.13 1.06 1.30 1.44 1.26 1.32 1.32 140 1.18 1.24 1.03 1.05 1.22 1.29 1.15 1.16 中间 3 1.00 1.03 501 101 1.06 1.08 1.28 1.31 1.45 1.48 1.13 1.15 方案 2 101 101 1.06 01 1.04 1.06 1.27 1.28 1.43 1.45 1.11 1.11 1 1.05 1.08 1.10 1.13 1.01 1.02 1.25 1.33 1.39 1.51 1.12 1.17 最终 3 671 1.32 1.22 1.26 1.37 1.39 1.00 1.04 1.22 1.24 1.19 1.13 方案 2 1.28 1.31 1.21 1.23 1.35 1.38 1.03 1.02 1.20 1.26 1.23 1.18 1 1.25 1.27 1.18 1.19 1.31 1.34 1.08 1.09 1.13 1.17 1.27 1.32 说明：层（间）位移比为最大层（间）位移与平均层（间）位移的比值：规定水平力偏心按0.05考虑.

增加 主楼范围 剪力墙 削弱 剪力墙 图3首层结构平面（中间方案） 根据上文的介绍，扭转位移比代表了结构平面的扭转效应，本质上体现了结构平面质心和刚心偏心距 的大小.

要减小扭转位移比，就应该减小结构平面质心和刚心的偏心距.

首层的质心和刚心的相对位置见 图2.

从图可知，裙房的刚心在质心的右侧，要减小偏心距就应该增加裙房左侧的刚度，减小裙房右侧的 刚度.

在建筑条件允许的前提下，在裙房左侧增加一道剪力墙，同时在图2所示的两道剪力墙上增加计算
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 洞.

调整后的方案（中间方案）的质心和刚心如图3所示，刚心向左侧移动，偏心距减小.

计算得到的位 移比结果见表1.

中间方案Y向扭转位移比最大值1.51，反而比初始方案大.

最终实施的方案如图4所示.

与初始方案相比，在建筑条件允许的前提下，将图2中所示剪力墙加强 为核心筒，在核心筒左侧增加一道剪力墙.

调整后的方案（最终方案）的质心和刚心如图4所示，刚心向 右侧移动，偏心距增大.

计算得到的位移比结果见表1.

最终方案Y向扭转位移比最大值1.32，满足《高 规》要求.

主楼范围 增加 剪力墙 加强为 核心筒 D 图4首层结构平面（最终方案） 各方案裙房首层的偏心距见表2.中间方案相对于初始方案，偏心距减小，扭转位移比反而增大.

最 终方案相对于初始方案，X向偏心距增加，相对应的Y向扭转位移比反而减小.

似乎有违于我们的常识， 下文将对此问题展开讨论.

表2裙房首层偏心距 方案 ①质心(n) ②刚]心 (n) ③偏心距(n)③①② Xn Yn Xs SA X A9 初始方案 121.89 57. 67 138 46 66. 24 16. 57 8.57 中间方案 121. 32 56. 91 133. 34 64. 07 12. 02 7.16 最终方案 122. 20 56. 81 139.86 54. 43 17. 66 2. 38 3.质心、刚心和剪心 采用反应谱方法计算结构水平地震作用时，每个楼层可以简化为一个支点.

结构的地震作用和位移按 公式(1)-公式（3)计算.

V=∑=F (1) u= (2) K; == (3) 式中：F为第j层的地震作用力：V为第i层的层剪力：K为第i层的层刚度：AU为第i层的层 间位移：U为第i层的层位移，n为总层数.

楼层平面的刚心，是指本层抗侧力构件抗侧刚度的中心.

如果在刚心上施加水平作用力，楼层只 产生平动变形，不会产生转动变形.

楼层平面的质心，是指本层的质量中心，地震作用产生的本层地震力 的合力（即F）作用于楼层的质心.

如果楼层的质心和刚心重合，那么在本层地震力F用下，楼层仅产生 平动变形.

为了减小结构的扭转效应，就应该尽量使结构平面对称、规则，减小质心和刚心的偏心距.

如 果每层的刚心和质心都重合，整个结构就会没有扭转效应吗？

根据公式（2）可知，层间位移AU由层剪力 V得到.

V不仅包括本层地震作用力F，而且包括上部各层地震作用力.

对于大底盘单塔结构，裙房和塔楼
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 标准层平面相差较大，质心也有较大的偏差.

虽然标准层的地震作用F相对本层刚心的偏心距较小，但是 相对于裙房层刚心的偏心距较大，而且主楼传给裙房的剪力大，造成裙房层扭转效应较大.

因此，每层刚 心和质心重合，并不能保证整个结构不出现扭转效应.

根据公式（2）可知，决定层间位移AU的是层剪力V和层刚度K.

因此，为了减小结构的扭转效应， 应该让层剪力V的合力尽可能接近本层刚心.

将层剪力V合力的作用位置定义为剪心.

当楼层剪心与刚心 重合时，楼层仅出现平动变形，不出现转动变形.

4.建议调整扭转位移比的方法 对于各层平面尺寸相差较大的结构（比如大底盘单塔结构），如果出现扭转位移比过大，常规调整方 法效果不理想时，建议尝试以下方法调整.

1）按照公式（4）和公式（5）计算相关楼层剪心的坐标： 2）按照尽可能减小剪心与刚心的偏心距的原则，调整结构抗侧构件的布置.

根据剪心的定义，剪心的坐标可以根据公式（4）和公式（5）得到.

=Fyxmj Xyi= =13 (4) Fxym yv = x=13 (5) 式中：xu和yw为第/层的剪心坐标：x和ym为第/层的质心坐标，可以由SATWE程序给出.

5.工程实例 北京地区某大底盘单塔结构，结构三维示意如图5所示，平面布置 如图6所示.

裙房东西向77.3m，南北向30.5m，地上2层，地下1 层，首层层高为5.4m，二层5.1m，地下一层5.8m，结构总高10.5m， 采用框架-剪力墙结构.

主楼标准层东西向33.9m，南北向27.2m，地 上13层，标准层层高3.6m，总高52.84m，采用框架-核心筒结构.

塔 楼质心与底盘质心偏心距为xm=14. 95m（19.3%），△ym=1.77m（5.8%）， 满足《高规》10.6.3条关于多塔结构质心偏心距的限值.

图5结构三维示意图 主楼范围 0 0心 质心刚心 剪力墙 (a)裙房二层结构平面 (b）主楼标准层平面 图6结构平面布置图(初始方案) 裙房各层位移比结果见表3.

X向层间位移比最大值1.13（二层），Y向层间位移比最大值2.24（首 层）.

Y向层间位移比大大超出《高规》关于多塔结构层间位移比的限值，需要调整布置.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表3裙房位移比结果 X向规定水平力 Y向规定水平力 方案楼层 X X X- A 人 Y. 层位移比层同位移比层位移比层间位移比 层位移比层间位移比层位移比层间位移比康 层位移比层间位移比层位移比层间位移比 初始 二层 1.08 1.09 01 501 1.12 1.13 1.93 1.96 2.23 2.23 1.68 1.71 方案 首层 1.07 1.08 01 1.04 1.10 1.11 1.93 1.99 2.24 2.24 1.67 1.70 最终 二层 1.07 1.08 1.02 01 1.12 1.13 1.05 1.08 1.30 1.33 1.18 1.14 方案首层 1.05 1.06 1.00 101 1.10 1.11 1.03 1.07 1.21 1.19 1.22 1.28 说明：层（间）位移比为最大层（间）位移与平均层（间）位移的比值：规定水平力偏心按0.05考虑.

首先计算裙房层的剪心坐标，结果见表4.

结果显示，刚心在剪心的左侧，需要增加右侧的抗侧力刚 度.

在建筑条件允许的前提下，在最右侧增加一道剪力墙，同时加大左侧剪力墙的计算洞.

最终方案如图 7所示.

对比最终方案和初始方案的偏心距，剪心偏心距大大减小，质心偏心距增大.

最终方案的扭转位 移比结果见表3，最终方案的Y向扭转位移比由2.24减小为1.33，满足《高规》要求.

而且首层的剪心 偏心距小于二层，相应的首层的扭转位移比也小于二层结果，表明剪心偏心距真实反映了结构的扭转不规 则程度.

本文所建议的方法是有效、实用的.

表4裙房质心、刚心和剪心 方案 楼层 ①质心(n) ②月 (m) ③剪心(n) ④质心偏心距(m)④=①② ③剪心偏心距(n)③② Xn Yn Xs Ys Xv Yv Xs Ys Xv 8 Yv 初始 二层 43. 85 11. 14 51. 79 11.08 56.66 12. 64 7. 94 0.06 4.87 1.56 方案 首层 43. 59 10. 99 51. 68 11. 59 55. 48 12. 45 8. 09 0.6 3.8 0.86 最终 二层 44. 20 11.17 54. 44 11. 10 56. 75 12. 64 10. 24 0. 07 2.31 1.54 方案 首层 44. 09 11. 03 55. 07 11.81 55. 53 12. 45 10. 98 0. 78 0. 46 0.64 L- 主楼范围 1" 增加 剪力境 1 o 质心 刚心 增大计算洞口 图7二层结构平面（最终方案） 6.结论与建议 对于塔楼偏置的大底盘单塔结构，减小质心与刚心的偏心距，并不能有效减小裙房层的扭转位移比.

对于此类结构形式，本文提出剪力中心的概念，并建议通过减小剪心与刚心的偏心距，来减小裙房层的扭 转位移比.

通过多个实际工程的验证，本方法有效实用.

希望能为今后的类似工程，提供借鉴参考.

参考文献 [1]建筑结构抗震设计规范GB50011-2010[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [2]高层建筑混凝土结构技术规程JGJ3-2010[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [3]住房和城乡建设部工程质量安全监管司中国建筑标准设计研究院.

全国民用建筑工程设计技术措施（2009）结构（结 构体系）[M].北京：中国计划出版社，2009.