隋庆海-关于倾覆弯矩规范法与轴力法计算结果不同的分析与讨论.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 关于倾覆弯矩 规范法与轴力法 计算结果 不同的分析与讨论 隋庆海 （中国建筑东北设计研究院有限公司深圳分公司深圳518040) 摘要：按照《建筑抗震设计规范》和《高层建筑混凝土结构技术规程》，在框剪结构设计中，框架部分承担的地震力倾 覆弯矩占结构总地震倾覆力矩的比例是结构设计必须考虑的重要指标.
然而，目前设计中有两种说法，一种是按规范 计算，一种是按柱底轴力计算.
两种计算方法计算的结果不同，有时还相差很大.
本文笔者从不同角度对其进行了推 导，当扣除轴力法结果中剪力墙的贡献后，轴力法与规范法计算结果一致，可以认为规范法正确，软件的轴力法值得 商.
关键词：倾覆力矩轴力法 1规范及STAWE软件对倾覆弯矩的计算规定 根据《高规》[1]7.1.8、8.1.3、10.2.16条，《抗规》[2]6.1.3、6.1.9条的有关规定，倾覆力矩的 计算是结构设计中极其重要的指标，且抗规6.1.3条的条文说明中明确规定，框架部分地震力倾覆弯矩的 计算公式为： M.= Evh. (1) l j=l 其中 M.
--为规定水平力下的地震倾覆力矩 n -结构层数 m --框架i层的柱根数 V -第层第根框架柱的计算地震剪力 h第i层层高 除此之外，SATWE中还提供了一种倾覆弯矩的算法即轴力法[3].
其计算方法如图1所示.
按力学方法计算倾覆弯矩需先计算合力作用点，然后用底部轴力对合力作用点取矩： ZIN.. x.
= 其中 x.
一x向合力作用点 Nx向规定水平力下各构件的轴力 x-柱的x坐标或者墙柱的中心点x坐标.
则框架柱承担的倾覆力矩为： M-[N （x-x）M] (2) 作者美介：陷庆海（1964一）.
男.
工学硕士，教授级高工
层号 塔号 短肤墙奇地 703965. (88 %） 墙及支津司冠 总弯笼 1 89126 59466.( 11.28) 9.68) ）0 0.08) 0.08) 790081. 1 0. ( 563188. (90. @%) 408999 (91. 08) 622654. 1 9 08) 0 ( 0.08) 263871. (90 9%) 449583. 9. 1%) 0.( 0. ( 0.08) 0.08) 141547. ( 90. 9%) 290213. 5 14234 9. 18) 0.08) 51138. (91.2%) 155781. 4942. 0. ( 56080. 上述计算结果表明，同一框剪结构框架部分承担的倾覆力矩相差达两倍之多.
对此，有人认为规范算 法正确，有人认为轴力法计算合理，也有人说由设计人员根据实际情况判断使用，这样在工程设计中易造 成有倾向选择计算方法来满足规范对框剪结构中框架部分承担倾覆弯矩比例规定的情况出现.
3不同方法计算结果产生差异的原因分析 力学有几个特点，一是无论对体系还是对体系内的任何构件，力永远是平衡的：二无论采用什么样的 计算方法，计算的结果是一致的.
前文所述的两种方法对同一问题求出的结果不同，有学于力学原理，应 当进一步研究其问题之所在.
况且，该问题对于我们如何认识框剪结构中框架部分所起的作用及其重要， 搞清楚两种方法的正确性或搞清楚二者存在差异的具体原因对设计有重要指导作用.
文献[3]对此问题曾给出了分析，分析摘要如下： 框架部分承担的倾覆弯矩：M=2Vh=2（M） (5) 根据力的平衡条件，梁上的剪力V=V得M=VL=VL 故M=2V.h=2(MN L) (6) 作者簧介：隋庆海（1964-)，男，工学硕士，教授级高工
图3水平力作用下的内力图 下面再来看一下轴力法，按照资料（3），轴力法计算的合力点在剪力墙的中心即L/2处，于是有： M=2MN (2 L;L) (7) 通过对比，（6）和（7）式的不同是明显的，这正是SATE计算出来的框架部分承担的剪力为何不同 于规范法之所在.
表面上看，公式（5）反映的是框架柱受弯对结构抗倾覆的贡献，公式（7）右端表示的 是框架柱轴力对合力点（竖向构件的合力点）的所形成的抵抗倾覆力矩及柱底在规定水平力作用下所 产生弯矩对抵抗倾覆力矩的贡献，但式中没有反映出剪力墙的轴力作用，它的结构受力简图与如图4右图 所示的结构相当.
我们知道，框架和剪力墙结构在水平力作用下的变形形态不同，框剪结构因楼板和框架梁的存在，框 架结构和剪力墙之间的相互变形必须满足变形协调条件，由于楼板的变形协调作用，框架部分在结构底部 真正承担的楼层剪力减小了，因此按照规范法计算，它对倾覆力矩的贡献也减小了面顶部则相反.
如图4 一黄力墙 力墙 位移出线 外尚配产 力域的 A" 的 图4框剪结构变性特征图 所示，框架部分对框剪结构的贡献在某种意义上与剪力墙是有关联的[4]，二者无法割裂开来.
分析中单 独计算框架部分的作用，忽略剪力墙的影响，计算结果自然会夸大了框架的贡献，显然这种算法有缺陷.
因此，计算时采用能够一同考虑结构中剪力墙贡献的模型才合理，亦即应当将框架部分承担的地震剪力作 用于整个结构来计算.
我们知道，在弹性范围内，楼层剪力可看做是剪力墙承担的剪力与框剪柱承担的剪力之和，即 V=VV (3) 式中V、V、V.分别为楼层剪力、剪力墙承担的剪力和框架柱承担的剪力.
由于结构处于弹性范围内，我们还可以将结构所受作用进行另外一种形式的分解，即楼层剪力对结构 的作用等于剪力墙部分承担的剪力对整个框剪结构的作用与框架部分承担的剪力对整个框剪结构的作用 之和，即剪力墙承担的地震剪力和框架承担的地震剪力分别作用于结构楼层上所产生的效应之和等于楼层 剪力作用于楼层所产生的效应，如图5所示，这样，框架部分承担倾覆力矩的比例可表示为： 图5框剪结构作用的不同分解方式 作者簧介：隋庆海（1964-)，男，工学研士，教授级高工
规 范法相当与计算的是框架承担的剪力能将整个结构推覆的程度，从物理意义上是合理的.
至此，笔者觉得 是研究轴力法与规范法的差异.
4对框剪结构中框架部分倾覆力矩的进一步分析与讨论 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》的定义，所谓框架结构是由梁和柱为主要构件组成的承受竖向 和水平作用的结构.
观察图2的框筒结构，我们不难发现，结构周圈的结构是名符其实的框架结构，除此 之外，还有八福通过剪力墙的类框架结构.
该结构在水平力的作用下同样能够起到很强的抗倾覆作用，但 该结构是否是规范所述的“承担的倾覆”框架部分则不太好区分了.
从常见的结构书籍来看，框剪结构往 往用图6所示的简图进行描述，剪力墙与框架间用两端铰接的连杆相连，受此启发，笔者将与核心筒相连 的梁两端均进行弯矩铰释放后再进行框架部分承担的倾覆弯矩计算，简图如图7所示.
结果表明，无论是 规范法还是轴力法，二者的计算结果几乎完全一致，如表1所示.
该算例说明，原来轴力法计算得到的倾 Pn (6) 图6框剪结构的常用分析简图 图7与剪力墙相连梁释放弯矩后的简图 表1将与核心筒相连的梁做弯矩释放后的计算结果对比表 规范法计算的框架部分承担的倾覆弯矩 轴力法计算的框架部分承担的顿覆弯矩 12 1 33.18% 3.215 0.00% 12 1 0.00% 0.00% 11 X 31.896 31.91% 0.00% 0.00% 11 1 XT 31. 93% Lo 1 %7900 0.00% 10 X 31.95% 0.00% 06 179 $00 °0 1 0.00% 29. 33% 0.00% 1 X 29. 37% 0 00% 29.33% 0.00% 29. 37% 0.00% 28 06% 0.00% 28 09% 0.00% 1 28.066 0.00% 1 X 28.09% 0.00% 0 00% 26. 26 79% 79% 0.00% 0.00% 1 26 82% 82% 0.00% 25. 53% 0.00% 25.56% 0 00% 6 1 0.00% 1 25.56% 0.00% 25. 24.28% 53% 0.00% 5 1 Y X 24.31% 0.00% 0 00% 24. /Z 0 00% 24 30% 0.00% 1 2 00% 99% 0. 00% 0.00% 1 X Y 23 23 02% 03% 0.00% 0 00% 1 21. 97% 0.00% 1 XP 21. 98% 21. 99% 0.00% 2 21.966 0.00% 0.00% 1 20 46% 0.00% 0 00% 18.92% 0.00% 0.00% 1 20.45% 18. 95% 0.00% 1 X Y 18.99% 0.00% 18 91% 0.00% 0.00% 作者簧介：隋庆海（1964-)，男，工学研士，教授级高工
至此，再回头看公式（1）、（3）、（4），我们可以发现，规范法计算框架 部分承担的倾覆弯矩时巧妙地避开了剪力墙的影响，计算简单了，而轴力法无法巧妙地避开，不小心则会 计入剪力墙的影响.
由此推广开来，不同结构中，框架的存在形式不同，规范应当明确其内涵才不会出现 不同理解和计算结果.
上述分析表明，规范中的“框架部分承担的倾覆力矩”中的框架是指框剪结构中的存框架.
从表观理 解，由于框架是由梁和柱两部分构成，规范法计算的框架部分的倾覆弯矩是从框架柱受弯对倾覆角度反应 了的贡献，轴力法则是从框架梁抗弯角度描述了框架结构对倾覆弯矩的贡献，但无论如何，只要计算的目 标没有差别，计算结果就一致.
5对框剪结构设计的讨论 进一步查阅规范，我们可以认为，对框架部分承担倾覆力矩的控制其实是对框架承担剪力的控制，最 终目的是当结构刚度（一般是剪力墙先出现）退化时，框架部分能够承担因此而增大的部分剪力.
框架的 刚度不仅与框架柱有关，还与框架梁有关，所以通过轴力法我们知道框架梁的刚度不足时，框架梁承担的 剪力也上不去，框架柱的轴力也就上不去，框架部分承担的倾覆力矩自然无法上去，因此，无论是框架承 担的剪力不足还是框架承担的倾覆力矩不足，对于高层结构，解决问题的途径均是设法提高框架尤其是框 架梁的刚度，同时在满足总的层刚度下尽量削弱剪力墙部分的刚度才是出路.
抗震等级在某种意义上说是增强柱的抗剪能力而设定的.
当框架承担的倾覆弯矩或剪力不足时，抗震 等级的意义还有多大是值得考虑的.
图8是某框架核心筒结构超限工程的N-M曲线，表明在各种工况下， 图8某超限高层N-M曲线 框架柱均不会发生弯曲破坏.
由抗震等级而给框架柱乘上的放大系数作用并不大.
相反，如果框架梁两 端出现了塑性铰，框架部分是否还能提供倾覆弯矩就成了问题，所以当框架部分承担的倾覆力矩较大时， 框架梁的出铰数量也应有所控制.
6小结 从本文的分析看，规范中“框架部分承担的倾覆弯矩”的框架是指存框架.
按照弹性阶段的力学概念， 把框架部分承担的倾覆力矩理解为框架部分承担的地震剪力对整个楼层的作用结果更合适.
规范关于框剪 结构中框架部分承担倾覆弯矩的计算方法看是计算框架柱的受弯，实际上也是计算整个结构在框架部分承 担剪力作用下的倾覆弯矩，因此是合理的，轴力法则因为有与剪力墙相连的梁存在，而这部分梁的贡献计 入框架的贡献，因此它与规范法计算结果有差异.
分析也告诉我们，工程中发现框架部分承担的倾覆弯矩 过低时可以通过增加框架梁的刚度、减小剪力墙的刚度等予以调整，当框剪结构中框架部分承担的倾覆弯 矩过低时，框架部分的抗震等级可以适当减低，相反剪力墙变得更加重要，应采取更强的抗震措施.
作者筒介：隋庆海（1964一)，男，工学明士，教授级高工
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陶礼斌、侯善民-高层建筑复合地基的应用与研究.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文 2014年 高层建筑复合地基 的应用与研究 陶礼斌 ，侯善民 （南京金底建筑设计有限公司，南京，210019) 摘要：三个30层高层建筑住宅小区项目采用了刚性桩复合地基，处理后的地基满足了高层建筑承载力和变形要 求，并取得节约工程造价的成果.
本文介绍高层建筑刚性桩复合地基的设计要点，包括基础方案比选、复合地基 的设计、复合地基工程的验收检验等内容.
关键词：高层建筑：复合地基：刚性桩 0引言 随着地基处理设计水平的提高、施工工艺的改进和施工设备的更新，我国地基处理技术发展很快.
近 些年来，复合地基技术在我国房屋建筑（包括高层建筑）得到广泛应用.
复合地基是指部分土体被增强或被置换，形成的由地基土和增强体共同承担荷载的人工地基.
刚性 桩复合地基是以摩擦型刚性桩作为竖向增强体的复合地基刚性桩一般采用水泥粉煤灰碎石桩（CFG桩、 混凝土灌注桩、预应力管桩等.
刚性桩复合地基具有承载力提高幅度大、地基变形小、适用范围较大、经 济性好等特点，近年来在高层建筑中逐渐得到应用.
本文结合我公司设计的三个30层高层建筑住宅小区项目介绍高层建筑刚性桩复合地基的设计要点.
它们高层建筑基础底面下天然地基都较好，地基承载力都较大，都采用了刚性桩复合地基，处理后的地基 均满足了30层高层建筑承载力和变形要求，并取得节约工程造价的成果.
1工程实例一 1.1工程概况 合肥天骏花园位于安徽省合肥市习友路与吴敬梓路交口西南角.
本工程有8幢33层高层住宅楼，采 用剪力墙结构，高度97.2m：1幢28层高层住宅楼，采用剪力墙结构，5幢7层花园洋房，采用框架结构， 1层大地下室车库组成.
抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为Ⅱ类，地基基础设计等级为甲级，设计使 用年限为50年.
本工程8幢33层高层住宅楼结构封顶时间为2012年1月底.
1.2工程地质概况 拟建场地勘察深度范围内，地基土自上而下分为如图1所示.
表1地基的土层参数 土层名称 状态 层厚 fak Es12 (m) (kPa) (MPa) ①杂填土 0. 7~9.9 ②粉质粘土 可塑 0. 5~0.7 160 0°8 ③1粘土 硬塑 0. 0~3. 4 220 11.0 作者簧介：陶礼斌（1967-），男，教授级高工
场地自然地面绝对标高为48.4m，本工程土0.00相当于绝对标高49.2m，地下室 底板顶面标高-6.10m.
±0.00 自地面 家26m 3-2退5.Bm 3-3层始士 fnk=320%P 4强风化炒35.6m 31.0m 5.层中风化形着 图1实例一的工程地质剖面 1.3基础方案比选 主楼基础底面下天然地基为③3粘土层，硬塑~坚硬，地基承载力特征值fak=320kPa，考虑基础埋深 的地基承载力特征值修正后为380kPa，不满足33层主楼基础底面处压力标准值484kPa的要求.
桩基方案有两种，一是钢筋混凝土灌注桩，二是预应力管桩.
由于钢筋混凝土灌注桩的持力层为5层中风 化砂岩埋深较大，③层是极软岩，桩端端阻力特征值只有2200kPa，需要较多、较长的混凝土灌注桩.
预 应力管桩的持力层为③3粘土层，硬塑~坚硬，大面积管桩沉桩有困难.
桩基方案主要缺点是没有充分利用 主楼基础底面下地基承载力大的天然地基.
通过基础方案比较，认为采用刚性桩复合地基较为经济、可行.
1.4复合地基设计 水泥粉煤灰碎石桩（以下简称CFG桩）是由水泥、粉煤灰、碎石、石屑或砂加水拌和形成的高粘结强度 桩，桩、桩间土和褥垫层一起构成复合地基.
复合地基中刚性桩应选择承载力和模量相对较高的土层作为 桩端持力层.
本工程刚性桩持力层为③3粘土层，承载力特征值为320kPa，压缩模量Es:为16.0MPa.
刚性桩采用CFG桩，桩长11m：桩径0.40m：桩距为1.7m，采用筏板下均匀布桩：桩基置换率0.0434； 桩身混凝土强度等级C25.
CFG桩单桩竖向承载力特征值Ra为700kN.单桩竖向承载力特征值应通过现场 静载荷试验确定.
复合地基承载力特征值fspk为500kPa.
由于地基土的复杂多变，影响复合地基承载力 的因素较多，复合地基承载力特征值应通过复合地基静载荷试验确定.
复合地基承载力可以做深度修正， 基础埋深的地基承载力修正系数取1.0.
考虑基础埋深（本工程为主楼基础两侧大地下室的荷载）的地基 承载力修正后承载力特征值为527kPa.
复合地基增强体的强度是保证复合地基工作的必要条件，必须保证其安全度.
《建筑地基处理技术规 范》JGJ79-2012适当提高了增强体材料强度的设计要求.
当复合地基承载力进行基础埋深的深度修正时， 有粘结强度复合地基增强体桩身强度应满足《建筑地基处理技术规范》JGJ79-2012式（7.1.6-2）的要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 fpe 小于桩体试块（边长15cm立方体）标准养护28d抗压强度平均值25kPa.
（Ra为单桩承载力特征值， Ap为桩的截面面积）.
1.5基础设计 采用1.8m厚筏板基础，基础混凝土等级为C35，筏板边为主楼四周外扩1.8m.
刚性桩复合地基的最终沉降量主要是各复合土层的沉降量和桩端下卧层的沉降量，还有一些刚性桩桩 顶进入褥垫层的刺入量.
复合地基变形计算采用单向压缩分层总和法按《建筑地基基础设计规范》GB 50007-2011第5.3.5条至第5.3.8条有关的公式计算.
各复合土层的压缩模量等于该层天然地基压缩模量的 倍，&=复合地基承载力特征值/天然地基承载力特征值.
复合地基的沉降计算经验系数s要采用《建筑 地基处理技术规范》JGJ79-2012表7.1.8的数值.
本工程复合地基沉降计算的计算沉降量为23.0mm.
桩顶和基础之间应设置褥垫层.
褥垫层厚度宜为桩径的40%～60%.
褥垫层在复合地基中的作用：1） 保证增强体、土共同承担荷载，它是刚性桩形成复合地基的重要条件.
2）褥垫层厚度可调整桩、土的荷 载和水平荷载的分担比，褥垫越薄桩承担的荷载占总荷载的百分比越高.
3）减少基础底面的应力集中.
4） 使桩间土承载力充分发挥.
本工程采用0.2m厚碎石褥垫层，最大粒径不大于3cm.
1.6检测与监测 复合地基承载力的验收检验应采用复合地基静载荷试验，刚性桩复合地基应进行单桩静载荷试验.
CFG桩复合地基竖向抗压载荷试验和单桩竖向抗压载荷试验，应在桩体强度满足加载要求，且施工结束 28d后进行.
静载荷试验最大加载量不应小于设计要求的承载力特征值的2倍.
复合地基静载荷试验和单 桩静载荷试验的数量为总桩数的1%，且每个单体工程的复合地基静载荷试验的试验数量不应少于3点.
刚性桩应进行强度及桩身完整性检验.
刚性桩是保证复合地基工作、提高地基承载力、减少变形的必要条 件，高层建筑复合地基中的刚性桩桩身质量和承载力必须得到保证.
要求采用低应变动力试验检测桩身完 整性，检查数量不低于总桩数的10%.
复合地基上的建筑物应在施工期间及使用期间进行沉降观测，直到沉降达到稳定为止.
根据本工程沉 降观测报告，13号楼沉降量最大.
13号楼33层结构封顶时，最大沉降量为14.44mm.13号楼33层结构 封顶12个月后，最大沉降量为20.77mm，平均沉降量为19.26mm，沉降趋于稳定.
2工程实例二 2.1工程概况 淮安恒大明都位于江苏省淮安市清浦区.
本工程有11幢33层高层住宅楼，采用剪力墙结构，高度 99.85m，2层地下室：1幢4层综合楼，采用框架结构，1层大地下室车库组成.
抗震设防烈度为7度，建 筑场地类别为Ⅲ类，地基基础设计等级为甲级，设计使用年限为50年.
2.2工程地质概况 拟建场地勘察深度范围内，地基土自上而下分为如图2所示.
表2地基的土层参数 土层名称 状态 直 fak Es12 (m) (kPa) (MPa) ①素填土 0. 3′1. 5 ②粉土 稍中密 0.3~1. 9 110 ③粉质粘土 硬可塑 3.3~6. 4 180 6.36 ④粉土与粉质粘土互层 中密，N=11.3 4. 78.6 170 9.26 粘土 硬塑，IL=0.15 25. 5~30. 0 260 9.46
±0:00 00 自面 3格4.70 1=10P 5是士 fdk=260P 34.80 75上 49.20 图2 实例二的工程地质剖面 2.3基础方案比选 主楼基础底面下天然地基为④粉土与粉质粘土互层，中密，地基承载力特征值fak=170kPa.
本工程地 质条件下采用钢筋混凝土灌注桩方案不经济.
采用预应力管桩方案，预应力管桩的持力层为5粘土层，硬 塑、I=0.15、N=14.3.
预应力管桩试桩结果表明，管桩进入持力层深度大于11m时，沉桩有困难.
采用刚 性桩复合地基可充分利用主楼基础底面下天然地基的承载力，较为经济、可行.
刚性桩的单桩承载力要求 会较大，以满足33层主楼基础底面处压力标准值485kPa的要求.
2.4复合地基设计 预制桩作为复合地基增强体，其单桩受力和变形特征与CFG桩复合地基接近，区别仅在与桩体材料 的构成不同".
预制桩可参照《建筑地基处理技术规范》JGJ79-2012第7.7节水泥粉煤灰碎石桩复合地基 规定进行设计、施工和检测.
本工程刚性桩持力层为5粘土层，承载力特征值为260kPa，压缩模量Es-为9.46MPa.
刚性桩采用预应力管桩PHC500（120）-C80A，桩长14m，进入持力层深度11m：桩径0.5m：桩距为 2.0m，采用筏板下均匀布桩：桩基置换率0.049.
预应力管桩单桩竖向承载力特征值Ra为1300kN.
PHC 管桩可提供较高的竖向抗压承载力，造价低、工期短，桩身质量比CFG桩可靠.
单桩竖向承载力特征值 应通过现场静载荷试验确定.
复合地基承载力特征值fspk为468kPa.
复合地基承载力特征值应通过复合 地基静载荷试验确定.
考虑基础埋深的地基承载力修正后承载力特征值为529kPa.
刚性桩复合地基桩身强度按下式计算： 小于桩体试块（边长15cm立方体）标准养护28d抗压强度平均值80kPa，满足要求.
2.5基础设计 采用1.8m厚筏板基础，基础混凝土等级为C35，筏板边为主楼四周外扩1.8m.
复合地基沉降计算的
采用0.2m厚碎石褥垫层，最大粒径不大于3cm.
2.6检测与监测 复合地基静载荷试验、刚性桩单桩静载荷试验、刚性桩桩身完整性检验、沉降观测等要求同1.6节.
3工程实例三 3.1工程概况 淮安中南世纪城位于江苏省淮安市枚皋路北侧.
本工程有4幢33层高层住宅楼，采用剪力墙结构， 高度96.1m，2层地下室：3幢18层住宅楼，采用剪力墙结构，1层地下室：2幢3层物业用房、会所，采 用框架结构，1层大地下室车库组成.
抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为Ⅲ类，地基基础设计等级为 甲级，设计使用年限为50年.
3.2工程地质概况 拟建场地勘察深度范围内，地基土自上而下分为图3所示.
表3地基的土层参数 土层名称 状态 层厚 fak Es12 (n) (kPa) (MPa) ①耕土 1.0 ②粉土 中压缩性 1. 0°1.9 105 8.94 ③粘土 软塑 0.9°1.1 80 4.28 ④精土 可塑硬塑 3.2°4.0 190 8.61 粉土粘土夹粉土 3.5°4.1 170 7.00 干@ 硬望 I1 =0. 18 14. 1~32. 0 300 11. 89 中 密实 320 15. 70 工程地质剖面见图3.
场地自然地面绝对标高为7.85m，本工程土0.00相当于绝对标高10.05m，地下 室底板顶面标高-6.30m.
±0.00 自地面 1-.00 -1.00 _700 1150 6层卷上 fdk=300kPo 层中 -43.00 图3实例三的工程地质剖面
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陈雷、邱鸾洁-高层剪力墙住宅楼结构优化设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层剪力墙 住宅楼 结构优化设计 陈雷 邱弯洁 （筑博设计股份有限公司北京分公司，北京，100013） 提要结合某7.5度地区、11类场地土一个典型单塔住宅楼优化前后对比，分析出剪力境结构境体配筋的各项经济型指标， 探讨住宅楼剪力墙布置的合理性.
同时结合此工程给出在不同烈度区，不同楼高各项经济性指标，探讨剪力墙结构设计的合 理性建议.
关键词高层剪力墙结构优化设计、住宅楼限额设计、住宅楼合理用钢量 1问题提出 随着计算技术、计算软件的开发与利用，结构计算、绘图的工作量越来越小.
开发商更加关心经济性、 实用性，往往与设计院签订限额设计合同.
本工程位于山东寿光市，楼高54米，18 层：单体建筑面积地上9670m2，阳台面积 605m2，地下两层面积980m2.
基本烈度7.5 度，场地土类别三类.
结构形式剪力墙，抗 震计算按7.5度，抗震构造措施按8度，剪力 墙抗震等级按8度构造二级.
建筑平面图见图1，经开发商成本核算， 用钢量地上用钢量指标为52Kg/m2.开发商认 为成本已偏离了常规指标，要求进行优化设计.
图1原设计结构墙体布置图 2原设计存在的问题 如上图内标注所示，本工程原设计主要存在如下问题： 1）大量的短肢剪力墙存在，边缘构件很多，导致配筋增大： 2）墙体布置墙垛较多，不利于建筑空间布局，同时影响建筑的使用性： 3）混凝土墙体与填充墙体由于温度变形不一致，在相交处，长期使用容易产生温度裂缝，影响美观： 4）墙体过多、过短不利于大模板施工，对工期会造成一定影响： 5）过多的短肢剪力墙，对抗震不利.
3解决方式 在烈度不是很高的情况下，位移角往往比较容易满足.
有些设计人员错误的认为剪力墙结构开洞可以 减小混凝土用量，同时相应减小墙体的钢筋，但是由于需要两侧设置边缘构件、洞口连梁及后期设置拉墙 作者简介：陈雷（1973.4-），男，国家一级注册结构工程师
通过相关计算数据表明，当洞口在3-4米时刚好处于临界值，因 此剪力墙3米以下的墙洞实际上对工程造价是增加的（除非是为了调整扭转刚度不得不开的结构洞，洞口 位置往往在楼座中间部位）.
同时规范规定当轴压比小于抗震墙设置构造构件的最大轴压比要求时可仅设 置构造边缘构件.
4优化前后墙体布置图及各项指标 优化前后墙体布置图见下图： 图2优化前后剪力墙布置对比 图3优化前后楼板布置对比 4.1刚度的变化： 本次优化将短墙肢取消，同时取消了很多位 置的墙体，替换为一些比较均匀布置的墙体，同 优化前 优化后 结论 时将墙体尽量布置在建筑物的周边，以增加平面 第一周期（s） 1.614 1.453 刚度增加 的抗扭转刚度.
位移角（X） 1/1144 1/1019 刚度略有减小 计算结果表明虽然墙体少了但是刚度较原设 位移角（Y） 1/1186 1/1301 刚度增加 计有所增加.
4.2经济指标的变化：（工程量计算采用PKPM 混凝土用量分解指标（cm/m2） 系列软件STAT工程造价软件接力计算，钢筋均 优化后 优化后 优化比率 采用III级钢） 框架梁 4.0/(13.30%) 3.2/(11.64%) 20.00% 1）混凝土指标 柱 1.322/(4.40%) 0.2/(0.73%) 84.87% 板 9.154/(30.44%) 9.5/(34.55%) -3.78% 由右表可见：剪力墙结构混凝土用量主要由 墙连梁 15.601/(51.87%) 14.6/(53.09%) 6.42% 墙体（占到50%以上）、楼板（占到30%以上） 合计 30.077/(100%) 27.5/(100%) 8.57% 组成.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 由于墙体数量与所处地震烈度、楼高、楼体刚度有很大关系.
烈度、楼高一定，墙体用量基本上是定 数，只有适当调整墙体位置才能够得到一个很好的刚度.
因此混凝土用量优化空间不大，在10%以内.
2）钢筋用量指标 由下表可见：剪力墙结构钢筋用量主要是墙体占45%以上、梁板各占15%~20%，墙体内暗柱、连梁 钢筋占比率相对较大.
优化的思路着重从优化墙体着手.
本工程由于将大部分的短墙肢优化为一定长 度的墙体后，墙体配筋优化比率在20%以上，经济效果非常明显.
优化前后用钢量指标 用钢量（kg/m2） 原方案 占总用钢量比率 优化后 占总用钢量比率 优化比率 框架梁 9.204 19.82% 6.71 18.20% 27.10% 柱 1.873 4.03% 0.042 0.11% 97.76% 板 8.612 18.54% 7.181 19.47% 16.62% 墙连梁 21.755 46.84% 17.945 48.66% 17.51% 二次结构 5 10.77% 5 13.56% 0.00% 合计 46.444 100.00% 36.878 100.00% 20.60% 3）墙体用钢量指标分解 由下表原方案大量短墙肢结构导致暗柱用钢量占比过大，暗柱钢筋墙内合理用量占50%左右，优化 的主要内容为暗柱钢筋.
用钢量（kg/m2） 原方案 原方案占比 优化后 优化后占比 暗柱 13.57362 62.39% 8.882448 50.33% 境体 7.900828 36.32% 7.877903 44.64% 连梁 0.281054 1.29% 0.888305 5.03% 合计 21.7555 100.00% 17.64866 100.00% 4）建筑面积与结构面积的关系 实际工程中，用钢量指标往往是以建筑面积为核算依据，以上经济性指标核算依据均为结构投影面 积.
由于阳台、挑板等等非计算面积部位的存在，本工程地上用钢量经核算建筑面积后为36.878x1.045 =38.44Kg/m2.
5不同烈度区结构设计建议 依旧以本工程为例，将地震烈度调整为6度、7度、8度等常用烈度.
由以上论述，当墙体开洞小于3 米时，经济性无明显变化，因此墙体布置还按上图所示.
地震力位移 6度 7度 7.5度 8度 8度 （x向400高梁） （x向770高梁） x向 1/2932 1/1529 1601/1 1/764 1/1002 Y向 1/3903 1/1951 1/1031 1/976 1/1041 度需提高结构刚度，通过调整外围梁高及内部梁高，位移角可满足规范要求.
在结构各项指标比较合理的情况下，在不同烈度区用钢量指标见右图，结论如下： 1）8度以下地区，地震力往往不是控制因素，为保证结构经济性，墙体位置、数量变化不大.
2）剪力墙结构内框架梁在不同烈度区承担的内力有限，因此用钢量不会发生大的变化.
3）墙体配筋在低烈度区由于计算基本为构造配筋，底部加强部位配筋与非底部加强部位配筋区别不大： 随着地震力的增大，底部加强部位逐渐出现计算配筋，两者用钢量逐步加大，在模型合理的情况下6~8度 区，底部加强区用钢量为非底部加强部位的1.06~1.20倍.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 4）总用钢量随着地震力的增加，相应 增加，主要是墙体用钢量的加大，墙体用 不同烈度区用钢量指标 钢量增大比率6~8度为1.1~1.3倍范围内.
用钢量（kg/m2） 6度 7度 7.5度 8度 框架梁 6.692 6.616 6.71 6.881 6结论 板 7.181 7.181 7.181 7.181 墙连梁 15.302 17.149 17.945 19.001 1.低烈度区，楼层不高的情况下剪力 二次结构 5 5 5 5 墙结构地震力不是控制作用，从经济性角 合计 34.175 35.946 36.836 38.063 度考虑，抗震等级相同的楼，用钢量指标 其中底部加强区墙 几乎没有多大变化.
连梁用钢量 16.868 19.504 20.381 23.321 2.高烈度区（8度及以上地区），由于地震力为控制因素，20层左右（60米以下）楼墙体布置相对比 较合理，超出此范围为满足地震力下的最大位移角的要求，需要增加更多的墙体，导致用钢量明显增加.
3.住宅剪力墙结构尽量不要采用过多的短墙肢结构.
4.20层以下住宅剪力墙结构地上合理用钢量（以结构面积计算）6度在33~36kg/m2左右，每增加一度 可加大2-4kg/m2左右（8度区20层以上的楼除外）.
5.确定用钢量注意建筑面积与结构面积的区别.
参考文献 [1]建筑物抗震设计规范
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陈进于，区彤等-欧浦国际商业中心动力弹塑性分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 欧浦 国际商业中心动力弹塑性 分析 陈进 于，区彤 ，李东强，涂显军 （广东省建筑设计研究院，广州510370） 提要：欧浦国际商业中心项目采用钢筹混凝土框架-核心简结构体系，东座结构属超B级高度超限结构.
采用广厦GSNAP 软件对欧浦国际商业中心结构进行动力弹塑性分析，计算结果表明，塑性铰的分布和结构塑性损伤较少，受力性能良好，弹 塑性反应及破坏机制符合抗震概念设计要求，结构满足大震下的抗震性能设计目标.
采用SeismolMatch对地震波进行选波对 比，修正后的地震波层间位移角和楼层期力均较好地满足规范要求.
采用PKPMI-SALISAGE软件进行动力弹塑性计算对比，结 果显示与GSNAP结果基本吻合.
关键词：动力弹塑性时程分析：塑性损伤：GSNAP：SAUSAGE：SeismoMatch 1工程概述 欧浦国际商业中心项目，位于广东省佛山市佛山新城.
地上部分含东西两 座塔楼，首层至五层为裙房部分，裙房屋面高度约22.0米（局部27.0米），主 要为商业和办公功能.
塔楼五层以上的塔楼主要为办公功能.
东座45层，结构 屋面高度约208米：西座39层，结构屋面高度为179.5米.
地下三层，底板面 标高-16.1m（效果图如图1所示）. 工程抗震设防烈度为7度，ⅢI类场地，设计地震分组为第1组，设计基本 地震加速度值为0.1g，特征周期0.45s，安评提供特征周期为0.52s，裙房部分按 乙类设防，裙房以上塔楼部分按丙类设防：基本风压值0.60kPa.
2结构体系与抗震性能设计目标 图1建筑效果图 2.1结构体系 结构采用大底盘双塔结构，塔楼采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系（底部楼层框架柱采用型钢混凝 土柱）.
裙楼主要平面尺寸为138.3mx39.5m，东西座塔楼部分主要平面尺寸均为39.5mx39.5m.
塔楼部分 长宽比L/B=1，塔楼高宽比为5.28（东座）和4.56（西座）.
核心筒尺寸平均为21.3mx20.7m，核心筒高宽比 为10.07（东座）和8.70（西座）.
外框与内筒距离约为8.4m，外框架柱之间距离约为13.5m.
篇幅所限，本 文仅列举东座结构单塔分析结果.
东座核心筒剪力墙由底部楼层的900mm渐变为上部楼层的400mm，东 座21F以下采用十字型钢混凝土柱，尺寸为1500x1500，21F以上混凝土由1500x1500渐变为900x900.墙 柱混凝土等级由底层C60渐变为顶层C30.典型标准层平面示意图见图2：结构模型见图3.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2典型标准层平面图 图3结构整体计算模型 该工程结构主要特点如下： （1） 本结构东座属超B级高度超限结构：西座属B级高度超限结构.
(2) 3F-5F部分楼盖悬挑约9.4m，采用斜拉杆式桁架结构.
两座塔楼之间采用大跨度钢梁钢筋桁架 混凝土楼板连接，最大跨度为25m. (3) 存在楼板不连续、尺寸突变、构件间断等不规则2.5项，严重不规则0项.
本结构在进行小震弹性设计的基础上，采用动力弹塑性时程分析方法进行大震抗震性能分析.
2.2抗震性能设计目标 本结构形式为混凝土框架-核心筒结构（底部楼层框架柱采用型钢混凝土柱）.根据结构抗震设计以“三 个水准”为抗震设防目标，即“小震不坏、中震可修、大震不倒”.
针对本结构的特点和超限情况，本结 构两塔楼的抗震性能目标定为C级.
结构性能目标要求如表1所述.
表1结构性能目标要求 抗震烈度 1-多遇地震 -设防烈度地露 3-罕遇地震 性能水准 1 3 4 层间位移角限值 东座1/553西座1/596 1/100 核心筒剪力墙 弹性 斜截面弹性： 正截面部分屈服，抗剪截面不屈服 框架柱 弹性 斜被面弹性： 正截面部分屈服，抗剪截面不屈服 构件 跃层柱 弹性 弹性 不屈服 性能悬挑结构钢拉杆 应力比<0.75 应力比<0.85 应力比<1.0 大跨钢梁 应力比<0.85 应力比<0.90 应力比<1.0 连梁 弹性 局部屈服 大部分屈服 3罕遇地震动力弹塑性分析 3.1地震波输入 根据本结构的抗震性能目标，在罕遇地震（大震）作用下，本结构关键竖向构件不屈服，普通竖向构 件部分屈服，耗能构件大部分出现屈服，结构整体有明显的塑性变形. 设计中采用广厦GSNAP软件对结构 进行大震下的弹塑性动力时程分析，模型采用单塔模型，不考虑规范规定的构件内力增大和调整系数. 本项目罕遇地震作用下动力时程分析地震波采用关国加州大学伯克利分校的peer地震动数据库中的实 2 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 际地震记录天然波TCU1(1961年美国Hollister地震波、USGSSTATION1028地震台记录）、天然波 TCU2(1989年加州Loma-Prieta地震波、CDMG090地震台记录）及安评单位提供的人工波一进行动力弹塑性 时程分析. 按双向地震计算，主方向加速度幅值为220cm/s²，主次方向地震加速度峰值比为1：0.85，阻尼 比0.05，其目标谱采用规范反应谱，Tg取值按照规范要求增加0.05s. 本结构利用SeismoMatch软件，根据 目标谱对天然地震原始波在时域范围内进行谱吻合修正，该方法保留了实际加速度记录的全部相位特征和 时变频谱特性. 图4是修正后地震波的加速度时程曲线和对应的加速度谱. TCU1主方向 TCU2主方 人工波主方间 图4大震规范谱与地震波谱对比图 3.2整体计算结果汇总 下表是结构在三向地震作用下的弹塑性分析整体结果汇总对比，每项均给出各主方向的三向计算结果 （表2）. 表2计算结果汇总（东座） 作用地震波 人工波 天然波TCU1天然波TCL2 周期（s） PKPM计算前3周期：5.492S;5.300S；2.548S GSSAP计算前3 周期：5.620S；5.344S;2.809S 剪力（KN） GSSAP小震反应谱基底剪力： X向基底剪力（KN） 74512 55732 55228 X向最大剪力与小震剪力的比值 4. 255 3. 183 3.154 X向剪重比 5. 39% 4. 03% 4.00% Y向基底剪力（KN） 68256 70273 55962 Y向最大剪力与小震剪力的比值 3. 716 3. 826 3. 047 Y向剪重比 4. 94% 5. 08% 4. 05% X向顶点最大位移（m） 1. 059 0. 745 0.613 Y向顶点最大位移（m） 1. 033 0.728 0. 652 X向最大层间位移角 1/178 (37F) 1/247 (37F) 1/268 (35F) Y向最大层间位移角 1/178 (35F) 1/260 (35F) 1/259 (37F) 3.3楼层剪力和层间位移角 GSNAP计算的主体结构最大弹塑性层间位移角X向最大为1/178，Y向最大为1/178，均小于1/100， 满足规范限值. 在三条波作用下，结构整体刚度退化没有导致结构倒塌，满足“大震不倒”的设防要求. 结构在完成地震波动力弹塑性分析后，最大顶点位移为1059mm.由于竖向构件较规则，层间位移角未出 现突变的现象，且最大层间位移角出现位置基本与弹性计算结果保持一致. 各层层间剪力、位移角以及位 移如图5~图7所示. 3 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 ATik TE 二 PIWv 1/290 2/850 1709 L/8 图5动力弹塑性时程楼层剪力 图6动力弹塑性时程层间位移角 图7动力弹塑性时程楼层位移 3.4构件塑性较损伤情况 本文主要列出基底剪力最大的人工波一X主方向的构件塑性 损伤情况. 底部加强区剪力墙局部出现塑性铰，出现受压损伤. 裙楼以 下部分墙柱出现拉力. 非底部加强区核心筒外围剪力墙未出现明 显受压损伤情况，满足正截面不届服要求：大部分楼层的连梁出 现受拉损伤的情况，个别外框和内筒联系梁出现塑性应变，外框 4图（大 梁未出现屈服：连梁和连系梁的出铰顺序在核心筒剪力墙之前， 满足连梁耗能构件功能：从整体上看，结构底部、底部加强区部 分剪力墙出现受压损伤较大，但满足最小截面验算要求，其他位 置的剪力墙受压损伤则较小（如图8所示）. 针对塑性铰发展情况，对结构提出以下加强措施：（1）除满足 计算要求外，适当提高底部加强区核心筒外围剪力墙水平和竖向 钢筋的配筋率至0.60%：（2）除满足计算要求外，适当提高约束边 缘构件的配筋率至1.8%：（3）除满足计算要求外，底部加强区以 上8层的核心筒外围剪力墙设配筋过渡区，适当提高水平和竖向 钢筋的配筋率至0.45%，提高构造边缘构件的配筋率至1.3%. 图8框架梁和连梁塑性损伤情况 4 SeismoMatch地震波修正对比分析 本结构采用的天然波TCU1和TCU2原始波由波库直接选 取，根据《高层建筑混凝土结构技术规程》4.3.5条文说明，所 采用地震波应与规范地震影响系数曲线在统计意义上相符，即 在对应于结构主要振型的周期点上相差不大于20%. 由图9可 知TCU1和TCU2在东座和西座的特征周期点内与规范反应谱 差别超过20%，且在长周期段地震波下降趋势较规范谱明显加 图9天然波修正前后反应谱曲线对比 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 快. 因此，有必要对天然波TCU1和TCU2进行波谱修正. 本工程利用加州大学伯克利分校开发的SeismoMatch软件，根据目标谱对天然地震原始波在时域范围 内进行谱吻合修正，该方法保留了实际加速度记录的全部相位特征和时变频谱特性. 由于天然波存在较大的随机性，即使峰值加速度相同，不同的天然波作用下结构的地震响应仍然有显 著差异，特别是对于超高层长周期结构，往往出现地震波响应远远小于人工波和规范谱的情况. 从表3基 底剪力结果可知：（1）修正后TCU1基底剪力比修正前大了30%（X向）和70%（左右），修正前后TCU2 基底剪力基本保持一致. （2）修正后TCU1顶层位移是修正前的4倍左右. 而TCU2则为修正前的2倍左 右. （3）修正后TCU1最大层间位移角是修正前的2~3倍左右. 而TCU2则比修正前大了25%左右. （4） 最大层间位移角出现位置基本保持一致. （5）修正后的地震波层间位移角和楼层剪力数量级均与人工波结 果保持一致，且均满足规范要求. 表3天然波修正前后计算结果对比 作用地震波 人工波 TOU1 TCU2 X向Y向 X向Y向 X向Y向 X向基底剪力（KN） 修正前 74512 41644 57874 修正后 55732 55228 Y向基底剪力（KX） 修正前 68256 46382 59876 修正后 70273 55962 X向顶点位移（m） 修正前 1. 059 0. 191 0. 308 修正后 0. 745 0.613 Y向顶点位移（m） 修正前 1. 033 0. 183 0. 293 修正后 0. 728 0.652 X向层间位移角 修正前 1/178 (37F) 1/740 (37F) 1/340 (40F) 修正后 1/247 (37F) 1/268 (35F) Y向层间位移角 修正前 1/178 (37F) 1/539 (40F) 1/334 (37F) 修正后 1/260 (35F) 1/259(37F) 5 SAUSAGE和GSNAP弹塑性计算结果对比 5.1SAUSAGE软件简介 为验证GSNAP动力弹塑性计算结果可靠性，本结构采用PKPM-SAUSAGE软件进行弹塑性计算对比 分析. SAUSAGE软件采用"GPUCPU"并行计算手段，将高性能计算技术与显式时程动力弹塑性分析有效 结合，以达到超高层建筑结构动力弹塑性分析的准确计算和高效求解. 其与GSNAP软件计算模型和积分 方法对比如表4所示. 表4GSNAP和PKPM-SAUSAGE计算模型及积分方法对比 钢材模 混凝土模型 梁柱单元 剪力墙 暗柱钢 分布钢务 积分方法 显式/ 型 单元 筋 隐式 GSNAP 双线性 双线性或三 纤维束 墙元模 杆元 钢板纤维束 Nenarkβ 隐式计 线性 型 Nilsoe- 8 算 SAUSAGE 双线性 双线性 Tinoshenko 梁单 分层壳 杆元 内嵌于壳单元的 Nenarkβ 显式计 元 单元 杆单元 算 SAUSAGE相比于一般的弹塑性软件，主要改进之处在于采用显示算法，阻尼计算采用更为合理的拟 模拟阻尼计算方法，基于Cauchy阻尼形式变化. SAUSAGE约定如下基本假定：各类构件的剪应力和剪 应变成弹性关系：不计钢材钢筋与混凝土之间的粘结滑移：梁柱节点均假设为刚接连接：不考虑约束混凝 土效应：不考虑梁柱偏心及刚域影响. 5.2弹塑性计算结果对比 5
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陈才华、徐自国等-长沙远大天空城市罕遇地震下动力弹塑性分析 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 长沙远大 天空城市罕遇 地震下动力弹塑性 分析 陈才华徐自国 肖从真任重翠 （中国建筑科学研究院，北京100013） 提要长沙远大天空城市主楼高度838m（结构高度727.2m），采用密柱深梁框架构成的束筒结构体系，主体结构采 用纯钢结构.
为了研究结构在罕遇地震作用下的变形形态、构件塑性及损伤情况以及整体结构的弹塑性行为，寻找结构 的薄弱层或薄弱部位，从而对其抗震性能进行评价，采用ABAQUS软件对主楼结构进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性 时程分析.
分析结果表明，罕遇地震下结构层间位移角满足要求：主要构件基本保持弹性工作状态，满足预定的抗震性 能目标要求：整体结构基本处于弹性状态，满足规范的要求，表现出良好的抗震性能.
关键词超高层结构钢结构束筒体系动力弹塑性分析抗震性能 1工程概况 天空城市位于长沙市望城县滨水新城大泽湖片区，其主楼 地上202层，建筑高度838米，建筑面积约91.5万㎡，设置6 层地下室，面积约9.6万m”，是集办公、公寓、酒店、商业各种 功能于一体的超高层公共建筑，总使用人数约为3万人.
主楼平面为十字形，随着竖向分段四个翼分别往内收进，在平 面收进部位，为了减小刚度突变，采用了螺旋收进过渡的方案.
沿竖向分为七个区段：第一区段为1层～46层，第二区段为47层～ 74层（第一次竖向收进），第三区段为75层～108层，第四区段为 109层~120层（第二次竖向收进，）第五区段为121层~170层， 第六区段为171层~182层（第三次竖向收进），第七区段为183 层~202层.
主要功能分别为：首层主要为各功能出入口，如酒店、 公寓、办公、观光等：2层～5层主要为托儿所、保健院、敬老院、 培训学校：6层~13层为写字楼：16层~41层为小公寓：43层~ 55层为中公寓：57层~111层为大公寓：114层~166层为豪华公 寓：169层~199层为酒店：200层~202层为机房.
天空城市建筑效果图见图1.
图1天空城市 陈才华.
男，1982年9月出生，工学硕土，工程师
在水平荷载作 用下，简体的腹板加强了，剪力滞后效应大大减少，各柱受力更均匀.
相比单框简结构而言，该结构体系 的抗剪切和抗扭转能力更强.
简体在两个方向平面布置基本对称，包括中心三个筒体（一个大筒体和两个小筒体）和四周若干小 简体.
大简体平面尺寸为15.6mx31.2m，小简体为15.6mx15.6m，筒体的钢柱间距均为3.9m.
大简体短 边布置5根钢柱，长边布置9根钢柱，小筒体每边布置5根钢柱.
与建筑收进一致，翼部小筒体沿高度分成七个区段，第一区段从1层到46层，四周小简体有28 个，沿中心两个大简体对称布置：第二区段从47层到74层，翼部每4层收进两个筒体，角部四个简体 每四层收进一个简体：第三区段从75层到108层，翼部小简体减少至16个，沿中心三个简体对称布置： 第四区段从109层到120层，翼部每4层收进两个筒体：第五区段从121层到170层，翼部小简体减少 至8个，沿中心三个筒体对称布置，其中在167层中心左侧大简体局部设置转换桁架，从168层起，中 心简体由3个变为4个：第六区段从171层到182层，翼部每4层收进两个筒体：第七区段从183层到 202层，仅有中心四个小筒体.
各楼层收进及筒体分布见图2.
1层~46层 47层~50层 51层~54层 55层~57层 58层~62层 63层~66层 67层~70层 71层~74层 75层~108层 109层~112层 113层~116层 117层~120层
简体角部采用方钢管，截面尺寸为1200mmX1200mm，钢管 壁厚随高度变化：其余柱采用H型钢，截面高度1200mm，宽度600mm，钢板厚随高度变化：简体裙 梁采用H型钢，梁高1200mm：楼面采用双向桁架结构，跨度15.6mX15.6m.
楼盖体系采用预制整体 装配式，并设有一定厚度的现浇层.
除楼盖外的梁柱材料均采用Q420.
双主梁 简体裙梁 单主果 锅柱 次梁 图3单个简体结构示意图 在结构收进退台位置的相邻楼层，采用了设置斜撑和加强关键构件截面等措施.
整体结构轴测图见图4， 计算模型见图5（考虑了上部塔架结构）.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 202F 182F 170F 120F N16F 08F 58F 右 图4轴测图 图5计算模型 3动力弹塑性分析方法 3.1弹塑性分析目的 本工程为超限高层结构.
依照《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）、《高层民用建筑钢结构技术 相关规定，本工程塔楼主体结构高727.2米，《抗规》中规定的6度区束简结构钢结构房屋的最大适用 高度是300m，属于高度超限.
在建筑物高度上，本项目超限142%.
另外，局部楼层还存在尺寸突变 （最大缩进50%）.通过弹塑性分析，拟达到以下目的：
3.2材料本构模型 本工程中主要有两类基本材料，即混凝土和钢材.
计算中采用的本构模型为： （1）混凝土 采用弹塑性损伤模型，该模型能够考虑混凝土材料拉压强度差异、刚度及强度退化以及拉压循环裂 缝闭合呈现的刚度恢复等性质.
弹塑性损伤本构模型中刚度的降低分别由受拉损伤因子d和受压损伤因子d来表达.
采用Najar 的损伤理论，脆性固体材料的损伤定义如下： w. W.= 1 c:E:c 式中：W.
、W.为无损材料及损伤材料的应变能密度： E、E为无损材料及损伤材料的四阶弹性系数张量： 6为相应的二阶应变张量.
混凝土材料轴心抗压和轴心抗拉强度标准值及其单轴应力应变关系按《混凝土结构设计规范》采用， 混凝土本构关系曲线及损伤示意见图6.
混凝土刚度恢复示意图见图7，当荷载从受拉变为受压时，混 凝土材料的裂缝闭合，抗压刚度恢复至原有的抗压刚度：当荷载从受压变为受拉时，混凝土材料的抗 拉刚度不恢复.
c SDA为混炭土受压析伤后的抗压强度 SDMA =(1-d)E 润起土受压模伤后的抗压度 SD%为混凝土受拉指伤后的抗拉强度 SW -(1-dt)E 混载土受拉损伤后的抗拉刚度 SEV SIN; X14s)s (1-4 )6 图6混凝土受拉及受压应力-应变曲线及损伤示意图
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陈建兴、芮明倬等-苏州国际财富广场结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 苏州国际财富广场 结构设计 陈建兴 ，芮明，高双喜，包联进，陈伟煜 （华东建筑设计研究总院，上海200002） 提要：苏州国际财富广场由两座超高层塔楼组成，主体结构采用圆钢管混凝土钢框架-钢筋混凝土核心筒结构体 系，塔楼屋面以上构筑物灯箱采用钢框架支撑结构体系.
建筑平面东北角内收，该处角柱缺失导致外框不封闭， 底部数层南侧楼板内收形成跨越数层的跃层柱，削弱了外框刚度.
本文介绍了主体结构的总体设计，对削弱框架 采取合理的加强措施，提高关键构件的抗震性能，分析表明结构能达到预定的性能目标.
对结构设计中的一些关 键问题进行分析论证，如邻近建筑的风干扰问题、外框不封闭、跃层柱设计、地震剪力分配、屋项构筑物灯箱设 关键词：超高层，框架一核心筒，性能化设计，外框不封闭，跃层柱，屋顶构筑物 1工程概况 苏州国际财富广场由两座塔楼及共用的4层地下室组成，地上建筑 面积约158 000㎡²，地下建筑面积约39 000m².
裙房4层，主要是商 业用房，屋面高度21.5m：塔楼功能为高级办公，东塔32层，大屋面结 构高度约139m，顶部灯箱高度164.8m：西塔45层，大屋面结构高度 199.1m，顶部灯箱高度230m.
东塔平面形状为矩形，平面尺寸约 54mx36m：西塔平面形状接近方形，平面尺寸约45mx42m.
苏州市50年一遇基本风压为0.45kN/m²，抗震设防烈度6度，场地 特征周期为0.45s，阻尼比取0.04.
根据地震安全性评价报告，其水平地 震影响系数是规范6度反应谱的2.125倍，相当于规范7度反应谱.
结 构设计中，多遇地震作用计算基于安评报告的地震动参数，设防烈度地 震和罕遇地震作用计算取规范的地震动参数.
结构设计使用年限50年， 安全等级二级.
图1建筑效果图 2结构体系 2.1抗震缝设置 本项目地上部分由裙房、东、西塔楼组成，裙房形状呈长条形，东西向约142m，南北向约76m，中 部中庭北侧为完全散开空间，南侧在3-5层布置长条形楼板联系东、西塔楼.
由于东西塔楼间的联系非常 薄弱且不均匀，因此在中庭的左侧设置抗震缝，将地上结构分成东、西两个独立结构，抗震缝宽度100mm.
设置抗震缝之后，结构平面布置相对比较规则.
2.2塔楼结构体系 本项目东塔结构高宽比约3.9，西塔结构高宽比约4.7，均采用钢框架-核心筒结构，由框架和核心筒来 抵抗风荷载和地震作用产生的水平力和倾覆力矩，形成双重设防体系的抗侧结构体系.
作者简介：陈建关（1977-).
男.
博士，高工
典型楼面布置见下图.
东塔 西塔 图4典型楼面布置 核心筒采用现浇钢筋混凝土结构，提供结构主要的抗侧刚度.
核心筒内楼面采用现浇混凝土梁板体系.
东塔楼核心筒呈长条形，平面尺寸约34.5mx12.5m，外侧墙肢厚度从下到上由750mm缩小到450mm，内 侧墙肢厚度从下到上由600mm缩小到250mm.
西塔楼核心筒平面接近正方形，平面尺寸25mx22mm，外 侧墙肢厚度由900mm缩小至450mm，内侧墙肢厚度由400mm缩小至250mm.
底部核心筒混凝土强度采 用C60，在中区和高度，核心筒混凝土强度分别采用C50和C40.
框架结构由圆钢管混凝土柱及钢梁组成，用于传递楼面结构传来的竖向荷载，并提供一定的抗侧刚度.
钢管混凝土柱具有较高的承载力和较好的延性，可有效提高建筑空间的利用率.
东塔楼框架柱的钢管从下 到上由1400mm缩小为600mm，西塔楼框架柱的钢管从下到上由1500mm缩小为600mm.
框架梁高度 uw006~00L 楼盖结构采用压型钢板组合楼板，楼板厚度150mm，典型梁中距约为3m.
外框架与核心筒之间的楼 面梁采用较接，避免框架柱与核心筒之间竖向变形差引起的二次弯矩.
在两个塔楼的顶部都有较高的灯箱和幕墙，东塔楼顶部灯箱和幕墙高约25m，西塔楼顶部灯箱和幕墙 高约30m.
灯箱结构采用钢框架支撑结构体系（图5）.
2.3裙房和地下室结构 裙房采用钢管柱钢梁的钢框架结构体系，抗震缝处，钢梁一端采用滑动支座，支座设置在柱牛腿上.
地下室采用钢筋混凝土框架，地下室外围护结构采用二墙合一的地下连续墙形式（施工阶段的基坑围护墙 和使用阶段的挡土墙合二为一），墙厚有800mm、1000mm二种规格.
2.4地基基础 基础型式采用桩筏基础，塔楼部分采用900mm钻孔灌注桩，桩长约66m，单桩抗压承载力特征值约 5800KN：裙楼部分和纯地下室部分抗压桩采用700mm钻孔灌注桩，桩长约50m，单桩抗压承载力特征
采用桩端后注浆施工工艺以提高单桩承载力.
裙房和纯地下室抗拔桩直径700mm，单桩抗 拔承载力特征值2370kN，单桩抗压承载力特征值2750kN.
本工程东、西塔楼下分别采用板厚2400mm、3300mm的基础筏板：裙楼及纯地下室采用板厚1100mm 的基础筏板.
基础筏板混凝土强度等级均为C40.
东塔 西塔 图5屋顶灯箱立面图 3整体结构弹性分析 地下一层的抗侧刚度均大于首层的两倍，塔楼结构嵌固于地下室顶板.
分析主要采用通用有限元软件 ETABS，结构周期及整体计算结果见表1~表2.
表1结构前3阶周期（s） 振型 东塔 西塔 周期 振动特性 周期 报动特性 1 3.69 Y向平动 5.42 Y向平动 2 2.83 x向平动 4.62 x向平动 3 2.66 扭转 3.73 扭转 扭转周期比 0.72 0.69 表2结构主要性能指标 性能指标 东塔 西塔 地上结构总质量(吨) 106903 144487 地震作用基底剪力及剪重比(kN) X向 17902(1.67%) 19437(1.36%) Y向 19401(1.81%) 18245 (1.28%) 地震作用层间位移角 X向 1/1727 1/1098 Y向 1/939 1/863 风荷载基底剪力(kN) x向 8560 16698 Y向 15794 风荷载层间位移角 x向 1/4511 1/1221 Y向 1/915 1/695 刚重比 x向 5.45 1.60 Y向 3.19 1.55 舒适度（m/s²） 顺风向 0.096 0.088 横风向 0.089 0.163
东塔结构X、Y向的刚重比均大于1.4，结构满足整体稳定的要求，西塔刚重比小于2.7，结构内力和 变形分析中需考虑P-A效应.
两座塔楼在偶然偏心地震作用下的扭转位移比均小于1.4，满足规范要求.
本层与上一层的刚度比均 大于0.7，本层与上三层平均刚度的比值均大于0.8，整体结构不存在明显的软弱层.
考虑到F6层楼面收 进及跃层柱影响，将F6和F7层按薄弱层设计.
4结构抗震性能目标与弹塑性分析 4.1抗震性能目标 根据工程超限情况和抗侧力体系的特点，提出本工程的抗震性能目标如表3所示.
表3结构抗震性能目标 地震烈度 多遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 抗震目标 没有破坏 有破坏，可修复 不可倒場 允许层间位移 东塔：h/800 西塔：h/615 / h/100 剪力墙（*） 弹性 不屈服、控制剪应力 允许进入塑性，控制塑性变形 连梁 弹性 允许进入塑性，控制塑性变形 允许进入塑性，控制塑性变形 框架柱（*） 弹性 不屈服 允许进入塑性，控制塑性变形 框架梁 弹性 允许进入塑性，控制塑性变形 允许进入塑性，控制塑性变形 注（*）：指7层以下框架柱和剪力墙的中震抗震性能目标为不屈服，其余各层的中震抗震性能目标为允许进入塑性，控 制塑性变形.
考虑塔楼下部为人数相对集中的商业功能，为提高核心筒的抗震性能，剪力墙底部加强区高度延伸至 F7层楼面，同时提高底部加强区剪力墙的抗震性能，使其满足中震不屈服的要求.
在西塔楼的南侧和东塔楼的东侧，建筑立面需要一些外露柱，形成约30.8m高的在框架平面内无框架 边梁拉结的跨层柱.
设计中考虑这些削弱对结构受力和构件承载力的影响，将6、7两层作为薄弱层进行 设计，同时提高7层以下框架柱的抗震性能，使其满足中震不屈服的要求.
4.2静力弹塑性分析 静力弹塑性分析采用中国建筑科学研究院的程序PKPM系列PUSH进行.
罕遇地震下，东塔楼X向和Y向的最大弹塑性层间位移角分别为1/886和1/453，西塔楼X向和Y向 的最大弹塑性层间位移角分别为1/418和1/342，均能满足规范1/100的限值要求.
结构层间变形沿竖向变 化均比较均匀，结构刚度沿竖向不存在突变，不存在薄弱层.
30 48R I00 09 0.061 4.402 0.063 0.904 a)东塔 b)西塔 图6结构位移曲线及罕遇地震下结构层间位移角
在罕遇地震作用下，局部连梁开始出现塑 性铰，局部底部剪力墙拉裂，但框架结构仍保持弹性，关键构件满足预定的性能目标要求.
随着水平推覆 力继续增大，更多连梁开始屈服、底部剪力墙拉裂范围增大，框架梁也开始屈服，结构整体刚度继续下降.
设计中加强底部加强区的核心筒角部墙肢的纵向配筋，提高该区域的抗震性能.
5设计关键问题及对策 5.1风干扰系数 风载计算考虑了相邻高层建筑的干扰.
参考上海市高层建 筑钢结构设计规程（DG/TJ08-32-2008J11195-2008)第6.2.5条 第4款的规定： 在周边存在单个施扰建筑时，受扰建筑的顺风向风荷载体 型系数需乘以干扰因子m.
静力干扰因子可根据施扰建筑的参 数Sx，Sy之值按下列规定确定：（1）当0≤S≤16B且 2.5B≤ISyl≤4B时，nm按表6.2.5-2确定：（2）其余情况，静 力干扰因子均取为1.0.
本项目两个塔楼的关系如图7所示.
图7塔楼位置示意图 按上海市高钢规的规定，东、西塔楼两个方向的风荷载干扰系数见表4.
考虑相邻建筑物干扰后，风荷载最大放大1.043倍，设计中偏安全取放大系数为1.05倍.
考虑风荷载干扰 系数后，结构的位移、构件承载力仍能满足规范要求.
表4风荷载干扰系数 风方向 受扰建筑 施扰建筑迎风南宽度（m） SX SY m x 东塔 西塔 30.9 88 14.3 1.009 -X 西塔 东塔 40.9 88 14.3 1.006 东塔 西塔 52.5 14.3 88 1.033 -Y 西塔 东塔 43.7 14.3 88 1.043 5.2外框不封闭 由于建筑立面要求，两个塔楼的北侧与整体平面在东西向互相错开，楼层平面在东北角内凹，导致角 柱缺失和凹角部位框架梁缺失，外框架无法封闭.
假设外框架在凹角处增加框架梁，形成封闭框架，对整体结构刚度、扭转变形以及框架承担的地震作 用进行比较.
（a）东塔 (b）西塔 图8框架封闭示意图 计算表明，外框封闭后，结构平动周期减小约0.25%（东塔）和0.39%（西塔），结构扭转周期减小约 0.2%（东塔）和0.0%（西塔）：结构最大扭转位移比基本接近.
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陆道渊、黄良等-昆明置地广场T1办公塔楼超限高层结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 昆明置地广场T1 办公塔楼 超限高层结构设计 陆道 渊黄良 江蓓唐波周婷婷 （1.华东建筑设计研究总院，上海200002） 摘要：介绍了昆明置地广场T1办公塔楼超限高层结构的抗震设计与分析方法.
T1办公塔楼采用框架-核心简结构体系， 利用SATVE和ETABS两种程序进行小震作用下的弹性计算和弹性时程分析，并对关键构件进行了补充计算，最后进行罕遇地 震作用下的动力弹塑性计算分析.
结合计算分析结果和超限审查专家的意见，提出了该工程的抗震加强措施，为类似超限高 层结构设计提供参考.
关键字：超限高层：框架一核心筒：有限元分析： 1、工程概况 本工程位于昆明市北京路，总建筑面积约22.38万㎡，地面以上由抗震缝将整个建筑分为T1办公塔 楼（地上53层，大屋面高度238.5m）、T2住宅塔楼（地上49层，大屋面高度155.6m）、T3裙楼（地上5 层，大屋面高度25.5m）3个独立结构，地下部分均为4层.
建筑效果图及结构标准层平面布置见图1、图 2.
本工程抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度峰值为0.2g，地震分组为第三组，场地类别为1I 类，T1办公塔楼抗震设防类别为乙类，设计基准期为50年.
T1办公塔楼平面为方形，尺寸约为42.0mx42.0m， 两个角部根据建筑造型需要立面缩进变化，核心筒尺寸约为23.0mx20.2m.
图1昆明置地广场效果图 图2T1办公塔楼标准层平面
结 构高宽比为5.3，筒体高宽比为11.8.
作为第一道防线的主要抗侧力构件核心筒，其底部外边长约23.0mx20.2m米，底部外墙厚度为1.0米， 随高度增加该墙厚逐渐减薄至0.4米.
伸臂桁架与混凝土核心筒连接时在连接处四角暗柱内预埋型钢.
核 心筒在底部加强区和关键部位设置型钢，不仅可以有效控制剪力墙厚度，控制墙体轴压比，而且也可提高 核心筒剪力墙底部加强区的延性.
根据建筑功能的要求，核心筒在42层以上局部收进.
作为外框架，外框柱采用内置“十”字型钢的型钢混凝土柱，在减少框架柱截面和轴压比的同时，能 有效增加外框柱延性.
底部外框柱截面为1800mmX1800mm（含钢率6.1%），顶部截面为1000mmX1000mm（含 钢率4.0%），在加强层及其相邻上下各一层，外框柱内含钢率根据节点计算加强.
外框梁采用钢梁，标准 楼层梁高在800~900mm左右，为提高外框架刚度，在首层层高10.2m处，梁高增大为2000mm，提高首层刚 度，避免上下层刚度突变.
结构利用建筑设备层，布置了伸臂和环带桁架组成的加强层，伸臂桁架将框架与核心筒相连，增强了 外框柱对结构整体抗侧刚度的贡献.
T1办公塔楼共有两个加强区，分别位于建筑楼层22F/38F，每个加强 区共布置有四道伸臂桁架，伸臂桁架位于核心筒四个角部.
每个加强区配合伸臂桁架在外框柱之间设置环 带桁架，环带桁架采取单斜杆与交叉斜杆相结合的方式.
桁架高度均为8.4m层高（层内设有设备夹层）.
伸臂桁架可以将核心筒与外框架协同工作，能有效提高结构周边框架柱框架的抗倾覆弯矩，增加结构的整 体侧向刚度.
环带桁架的设置，配合伸臂桁架，在增大结构侧向刚度的同时，减少剪力滞后效应，加强结 构整体刚度 3、抗震设计性能化目标 T1办公塔楼存在扭转位移比大于1.2、局部夹层楼板开大洞、顶部核心筒剪力墙收进竖向构件不连续、 首层层高较大承载力突变、高度超B级高度等超限情况，属于超限高层建筑结构.
针对超限情况，从整体 结构体系、设计内力调整、增强重要构件的延性等方面采取措施.
综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场 地条件、结构自身特性等因素.
办公塔楼的结构抗震性能目标定为C类：小震时完好、无损坏：中震轻度 损坏：大震下无倒塌.
以上抗震性能目标，具体深化到各个构件详见表1.
表1T1办公塔楼抗震设防性能目标 地震水准 多遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 （小震） （中震） （大震） 性能水准定性捕述 完好、无损坏 可修复损坏 无倒場 层间位移角限值 h/523 h/100 底部加强层区域核芯简混藏 弹性 抗剪弹性拉弯 土墙 和压弯不屈服 外墙抗剪被面不屈服 关键 第一道环带彬架以下部位的 弹性 抗剪弹性拉弯 核心筒混凝土墙 和压弯不屈服 薄弱层弹塑性位移满足《高规》要求 构件 第二道环带彬架以下区域的 外框架柱 弹性 不屈服 薄弱层弹塑性位移满足《高规》要求 伸臂桁架 弹性 不屈服 薄弱层弹塑性位移满足《高规》要求
结合地质勘察报 告，本工程T1办公塔楼起初考虑采用人工挖孔桩，局部岩层较浅采用天然地基.
由于施工阶段地下水位 较高，根据现场情况及专家论证会意见，T1办公塔楼均改成桩筏基础.
筏板厚度2600mm，冲孔灌注桩桩 径采用1600mm、1800mm、2000mm三种，单桩承载力特征值分别为18000kN、22500kN、28000kN，桩端嵌岩 均不小于0.5d，桩身混凝土为C40.
针对岩面起伏变化较大等情况，本工程采用一桩五孔超前钻方案，嵌岩桩桩端以下3倍桩径且不小于 5m范围内应无软弱层、断裂破碎带和洞穴分布，且在桩底应力扩散范围内应无岩体临空面.
4.2多遇地震作用下整体计算 小震规范反应谱均大于安评报告提供的反应谱，因此设计偏安全采用规范反应谱进行计算分析.
结构 计算采用了三维分析软件SATVE、ETABS，计算时考虑双向地震作用、单向偶然偏心，梁弯曲刚度考虑楼板 翼缘影响予以增大.
主要计算结果见表2.
表2整体结构主要计算结果 分析软件 SATAE ETABS 结构总质量/t 156334 154900 T1 5.01 5.02 周期 12 4.81 4.88 ↑3 3.31 扭转周期比 0. 70<0. 85 0. 66<0.85 基底剪力 X 38859 38270 /kN Y 38386 37850 剪重比 X 2.50% 2. 50% Y 2. 45% 2. 44% 底层倾覆 X 5656963 5634000 力矩/kN. Y 5571799 5510000 两个程序在周期，振型、总质量、剪重比和地震倾覆力矩几方面计算结果基本一致. 结构整体周期 比、位移比、剪重比等均满足规范要求，除加强层外其他楼层，抗侧刚度比、抗剪承载力均满足规范要求. 框架底层在X、Y两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的百分比分别为11.39%、8.32%，在结 构底区与中区楼层处的框架在两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的比例基本上均已达到10%，结 构高区楼层框架在两个方向承担的地震剪力占本楼层地震剪力的比例基本上均超过20%. 对于底部局部楼 层外框柱承担地震剪力比例小于10%时，此部分楼层核心筒进行加强处理，框架地震剪力比例在10%~20% 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 之间时，按规范要求对地震剪力进行调整. 结构在规定水平力作用下结构底层框架部分承受的地震倾覆力 矩与结构底层地震倾覆力矩的比值在X、Y方向均接近50%，x方向为48.47%，y方向为46.41%，均小于 50%，均满足规范要求. 计算得到X方向的刚重比为2.73，Y方向的刚重比为2.55，均大于1.4的要求，需考虑重力荷载产生 的二阶效应，结构的稳定具有足够的安全储备. T1办公塔楼为框架-核心筒结构体系，抗震等级为特一级，剪力墙墙肢轴压比限值为0.5，. 外框柱为 型钢混凝土柱，抗震等级为一级，外框柱轴压比限值为0.7（剪跨比<2时，限值为0.65）. 在规范小震下， 剪力墙墙肢及外框柱的轴压比均满足规范要求. 综上所述，结构在多遇地震下各项计算指标均满足规范要求. 4.3、多遇地震作用下弹性时程分析 T1办公塔楼多遇地震下弹性时程分析采用的地震波为2组天然波和1组人工合成的加速度时程波，每 组已含两个方向的分量. 在波形的选择上，除符合有效峰值、持续时间、频谱特性等方面的要求外，还应 满足规范对底部剪力方面的相关要求. 表3时程分析与规范小震基底剪力比较 天然波1天然波2人工波 Average 规范小震 Vx (kN) 37793. 1 34004. 8 31589. 4 34462. 5 38858. 6 与规范反应谱的比例 97. 3% 87.5% 81. 3% 88. 7% Vy (kN) 37437. 5 32597. 1 33414. 7 34483. 1 38386. 2 与规范反应谱的比例 97. 5% 84. 9% 87. 0% 89. 8% 根据上述3组时程曲线作用下的基底剪力与规范小震作用下基底剪力比较，可知在X和Y方向，三条 波的基地剪力和规范小震相比，每条波均大于规范小震基底剪力的65%，平均值均大于规范小震基底剪力 的80%，满足规范关于三条时程曲线关于结构底部剪力的要求. 根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中关于时程分析的要求，当取三组时程曲线进行计 算时，结构地震作用效应宜取时程法计算结果的包络值与振型分解反应谱法计算结果的较大值：三条地震 曲线的最大楼层位移角曲线均能够被CQC曲线包络，在塔楼高区楼层，时程曲线作用下的剪力大于CQC反 应谱计算所得的楼层剪力，在设计这些楼层时对这些楼层的地震剪力等比予以放大. 5、关键构件计算分析 5.1剪力墙性能目标 设防烈度作用下amax=0.45，荷载分项系数取1.0，材料分项系数亦取1.0，材料强度取标准值，且不 考虑承载力抗震调整系数及风荷载，验算中震不屈服工况下墙体正截面抗弯承载力. 设防烈度作用下. max=0.45，荷载分项系数及承载力抗震调整系数按规范要求，材料强度取设计值，内力调整系数取1.0，不 计算风荷载，验算中震弹性工况下墙体抗剪承载能力. 罕遇烈度作用下amax=0.90，荷载分项系数及承载 力抗震调整系数按规范要求，材料强度取标准值，内力调整系数取1.0，不计算风荷载，验算剪力墙大震 不屈服工况下抗剪截面承载力. 计算结果表明：墙肢P-M曲线图显示墙肢承载力满足抗弯性能目标要求，通过适当增加水平筋配筋率， 墙肢能满足抗剪性能目标要求，芯筒外墙肢满足大震不屈服抗剪截面要求. 5.2外框柱性能目标 T1办公塔楼外框柱的承载力验算考虑以下几个荷载组合：1）风：1.2DL1.4LL土0.84WL：2）小震弹 性：1.2DL0.6LL±1.3EQ：3）中震不屈服：1.0DL0.5LL±2.8EQ. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 首层-六层CI，PM曲线 首层-六层C2 PM曲线 145 图3C1角柱PM曲线 图4C2中柱PM曲线 T1办公塔楼底层柱P-M曲线如图3、图4所示，其他外框柱在中震不屈服工况下，承载力都满足 要求. 5.3伸臂及环带桁架计算 本工程伸臂桁架采用单斜杆下弦杆的形式（如图5、图6所示），均采用箱型截面，环带桁架采用单 斜杆和交叉斜杆两种，单斜杆采用箱型截面，交叉斜杆为工形截面. 单斜杆伸臂桁架形式简单，效率较高，并能有效地减小结构的项点位移及核心简倾覆力矩. 伸臂斜腹 杆与核心筒剪力墙相交，使核心筒墙体承受很大的剪力，因此在芯筒四角设置型钢，伸臂构件贯通核心筒， 并在剪力墙主应力路径上埋置斜腹杆，有利于剪力墙内部传力. f. / 2/36F 1-I 图5加强层伸臂及环带桁架 图6伸臂桁架立面 计算结果表明：伸臂桁架杆件应力比均由中震不屈服工况控制，斜腹杆最大应力比0.78，下弦杆最大 应力比0.66，杆件应力比均满足计算要求，伸臂桁架满足中震不屈服性能目标要求. 环带桁架斜腹杆应力 比均由中震弹性工况控制，斜腹杆最大应力比0.81，弦杆最大应力比0.89，杆件应力比均满足计算要求， 环带桁架满足中震弹性性能目标要求. 5.4加强层楼板应力计算 加强层的上下层楼面结构承担着协调内筒和外框架的作用，存在很大的面内应力，对加强层楼板考虑 平面内变形的有限元分析计算. 计算结果表明：在规范小震工况下，加强层的底层和顶层楼板分别在X向和Y向伸臂区域的楼板平面 内应力较为集中，大部分应力为1.5MPa，最大处不超过2.2MPa，在中震工况下，应力约为1.5*2.85=4.3MPa， 在设计过程中已经将加强层的底层和顶层楼板加厚至200mm，在施工图阶段将采取楼板内钢筋加大并且双 向拉通等措施进行加强. 5.5施工阶段安全性验算 由于外框柱与混凝土内筒轴向变形往往不一致，使伸臂桁架产生很大的附加内力，因而伸臂桁架宜分 段拼装. 在施工期间，可采取斜杆上设长圆孔、斜杆后装等措施使伸臂桁架的杆件能适应外围构件与内筒 在施工期间的竖向变形差异. 施工阶段结构侧向刚度小于使用阶段，需符合施工期间在一定概率地震作用 下结构的安全性. 经计算，在1.0恒荷载作用下，结构的刚重比满足结构整体稳定要求，构件内力计算及位移计算应考
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金钊、陈勇-大气边界层湍流风生成方法DSRFG的计算效率研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 大气边界层 湍流风生成方法DSRFG 的计算效率研究 金钊 ，陈勇 （1.中国建筑东北设计研究院技术中心，沈阳110005） 提要：本文研究了大气边界层淄流风生成方法DSRFG的计算效率问题，分析了在FIuent软件上通过UDF应用 该方法时计算速度较低的原因，并提出了加速方法.
该方法把淄流风生成过程与主计算程序分离，由额外的并行 程序独立计算，并通过UDF实现风速数据的实时传递.
通过对比算例分析了加速方法的效率.
计算结果表明，应 用该方法可以有效的提高淄流风生成的速度，减少非稳态数值风润的分析时间.
关键词：结构抗风：大涡模拟：淄流边界层：计算风工程 1引言 计算风工程在过去的30年发展迅速，成为既风洞试验后研究建筑风荷载与风环境的新方法".
建筑物 处于大气边界层内部，淄流度与雷诺数较大，为了能尽量准确的模拟建筑物周围的流场以及表面的压强， 同时考虑到计算效率，计算风工程中常用各种淄流模型而不是使用直接模拟（DNS）.
早期，基于雷诺平均 的RANS淄流模型被广泛的应用于稳态数值风洞的分析，主要用于建筑表面的风压系数、局部体型系数、 建筑周围风环境的分析.
但是仅有平均风荷载无法满足建筑抗风设计的需求.
除了平均风荷载外，结构 主体设计需要用到考虑结构振动响应的等效静力风荷载，幕墙等维护结构设计需要极值风压，对于较柔的 超高层建筑，有时还需要考虑流固耦合效应.
随着近年来计算机能力的飞快提升，将大涡模拟（LES）用于非稳态数值风润分析成为可能.
与RANS 方法不同，大涡模拟能够模拟钝体附近复杂的瞬态淄流流场，获得建筑表面的脉动风荷载时程，进而可以 用来研究建筑的风致动力响应.
且研究表明，在钝体绕流的分离区，LES可获得更准确的风压信息.
影响非稳态数值风润分析准确性的一个重要因素为计算域入口处来流脉动风场的生成.
生成的风场除 了要符合大气边界层的平均风剖面与淄流强度剖面外，还需要符合特定空间相关性与功率谱特征.
目前 常用的脉动风生成方法有预先生成法与人工合成法.
预先生成法的主要思路为在入口边界前设置一段独立 的辅助计算域，域内地面模仿风洞试验段设置粗糙元来制造淄流风.
该方法的优点为获得的入口风场满 足NS方程，缺点为计算时间比较长，生成各点的风速时程存储比较耗费存储资源.
人工合成法按合成方 式不同分为两种，一种是通过脉动风速的功率谱函数和空间相关性构造带有高斯随机系数项的三角级数序 列，脉动速度可以表达为一系列正弦和余弦函数.
该方法的优点是能够保证脉动风速的淄流特性，缺点为 连续性条件在生成过程中无法满足，须在时程数据生成后进一步处理”.
另一种方法是利用三维能谱 生成脉动风速时间序列，并与无散度空间向量叠加来模拟脉动入口条件.
该方法由Kraichnan首先提出， 而后Smirnov将淄流长度尺度和时间尺度加入了Kraichnan的基本公式中提出了RFG方法，该方法可生 成满足目标湍流长度尺度和时间尺度并满足连续方程的淄流风场，但该方法生成结果仅能满足Guass谱， 无法生成满足Karman谱或Daveport谱等更符合实际功率谱的风场.
黄生洪，李秋胜在Kraichnan与 基金项目：中国建筑股份有限公司科技研发基金项目（CSCEC-2010-Z-01-02） 作者简介：金划（1985.1)，男，研士，助理工程师.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 Smirmov工作的基础上，提出了DSRFG方法.
该方法将连续能谱离散，逐个构造风速时程，最后再将风速 合成.
DSRFG方法的主要优点为"：1)严格满足连续性条件：2)基于严格的理论推导，具有通用性.
生成 的脉动风速场满足指定的谱函数：3)入口淄流的空间相关性可通过相关性尺度因子调整：4）每个坐标点 的淄流生成过程相互独立，适用于并行计算.
在风速生成速度上，预先生成法和第一种人工合成法效率较低，因而只能提前生成并存储，在正式模 拟时读取风速数据加在入口网格节点上.
遇到计算域尺寸、入口边界网格划分或者时间步长发生变化的 情况时就要重新生成或者进行插值处理.
而DSRFG方法中各空间点的生成相互独立，可进行并行处理，所 以生成速度高于前两者，在实际应用中可以与整个流场的分析同时进行.
本文对DSRFG方法的计算速度进行了深入研究，分析了文章"的算例中，淄流生成用时与流场模拟用 时相当的原因.
并提出了针对DSRFG淄流边界层风速风生成方法的加速方法.
该方法的基本思想是将淄流 风生成过程与主计算程序分离，由额外的并行程序独立计算，再痛过Fluent提供的UDF实现两程序间相 关数据的传递.
并通过实际算例分析了该方法的加速性能.
2 DSRFG 根据Kraichnan的研究，空间各向同性的淄流速度场可以通过下式来合成： u (x t)=[p²cos(kx ∞ )q sin(k²x ）] (1) P”=ek”，q=e5²k (2) 式中：下标i j=1 2.3表示不同方向.
E是置换张量.
N（M.o）为均值为M以及标准差为的正 态分布.
为服从正态分布的频率样本.
k”为波数向量，其分布规律决定（1）式生成的速度场的能谱形 式，当k的取值各向同性的分布在三维圆球表面或者二维圆周上时，生成的能谱满足 E（k)=(3/2)v8（k-k)或E （k)=v8（k-k），其中v.
为脉动速度的标准差.
当k的取值满足均值 为k/2标准差为k.
/√3高斯分布时，生成的能谱满足： E(k)=16(2/π)v²k*kexp（k²/k²）（三维) (3) 或者 E(k) = 4.5k²kexp((3/ 2)k² / k²) （二维） (4) 在Kraichnan研究的基础上，黄生洪等人，提出了DSRFG方法，该方法可以生成符合任意功率谱的淄 流风速场.
从Kraichnan的研究中可以看出，脉动风速能谱E（k)或E （k）仅在k.
处不为零，因此可利用 这一特性构造满足任意能量谱的速度场.
对于任意给定的3D能谱E（k)有：
DSRFG方法的 详细介绍见文缺".
100 DSRFG Kxmm音 S 10 100 频率f 图1DSRFG方法生成风速时程的功率谱与目标Karman谱比较 3DSRFG加速方法
每一时步需要的计算时间共78s，其中30s为流场的选代求解，28s为DSRFG计算， 20s为力监控.
整个4000个时步的计算共用了86小时，约有30小时用于DSRFG计算.
如果不考虑力监控 耗费的时间，DSRFG计算用时与整体流场分析时间相当，占总用时的48.28%.
而作为对比的RFG方法可以 节约30%的计算时间.
从上述算例中可以看出，用DSRFG作为入口处淄流风生成方法将会加倍模拟用时.
但在实际应用中发 现，将该方法编译为独立的应用程序时，计算速度会大幅提高.
3.2独立DSRFG程序 独立的DSRFG程序采用C语言编写，同时使用了OpenMPr进行并行化处理.
测试时仍采用上述算例的 5880个网格节点，N=100，L500，并考察了采用不同个数CPU进行并行计算的用时与并行加速比，结果如 图 2.
CRUB 图2独立DSRFG程序计算速度 （左图为不同并行CPU数计算一个时步的用时，右图为对应的并行加速比） 由图2可以看出，独立DSRFG程序的并行CPU数低于10核时，并行加速比近似成线性，并行效率大 于90%.
当CPU数大于10后，加速比不再增加而计算用时也不再减小.
分析原因为5880个节点等分为10 份以上后，每个线程负责的计算任务过少，导致OpenMP的线程操作用时占比例增加，所以并行效果不再 明显.
另外，12核并行计算的用时为1.81s，远小于文献中的28s.
可见独立的并行DSRFG程序计算速 度快于UDF法.
3.3原因分析 通过具体算例分析了UDF法与独立运行程序计算速度差别较大的原因，算例的具体布置与边界条件详 见4.1节，采用16核并行： 1）并行不充分： Fluent并行计算的方式为将整个计算域划分为并行核数个网格数尽量相等的子域，每个子域内的 计算由对应的CPU负责，不同子域交接处的数据通过MPI互相传递.
这种并行方式无法将DSRFG的计算充 分并行化，如表1所示，虽然整个计算域被划分16个子域，但是入口边界面仅划分了3个.
每一时步内， 当3个CPU在进行淄流风场生成时，其他13个CPU闲置等待.
另外，入口处划分的子域中各自包含的网 格节点数也存在差异，导致计算任务分配不平均（如表1）.
2)CompliedUDF运行效率较低： 对比了在使用相同CPU数并行时，UDF与独立程序的计算用时，采用16核并行时，其中入口边界面仅 被分为3个子域.
独立程序同样采用3线程并行，每个线程负责的节点数与每一时步内用于DSRFG计算的
可见，即使在并行核数相同的情况下，独立程序的计算速度也要比UDF快很多.
表1相同并行CPU数的计算速度对比 UOF 独立程序 子域1（节点数） 2551 1960 子域2（节点数） 1543 1960 子域3（节点数） 1786 1960 计算用时 19.975s 6.046s 3.4与Fluent的结合 独立的DSRFG程序与FIuent无法直接读取各自进程中的数据，本文通过UDF实现两者间数据的传递.
考虑到用UDF实现进程等待时，各进程依然占用CPU资源，所以采用了FIuent与DSRFG同时进行计算的 方式.
既每一时间步内，Fluent进行流场分析，于此同时DSRFG程序生成下一时步入口处各网格节点的风 速，在两者都结束当前时步的计算后，应用UDF实现入口风场的更新（下文简称该方法为独立程序法）， 如下图所示： DSRFG程序初始化入口边界风场 Fuent更新入口处各 节点风速并初始化 Fluent流场分析 内程 序间 DSRFG生成下时 步计 则入口边界风场 一时步 同步，两程序都完成后雅续 Fuent更新下时刻入口处各节点风速 图3独立程序法的分析流程图 4计算效率对比 首先，详细研究了应用本文提出的方法时，Fluent与DSRFG的CPU分配问题，以使资源分配最优化.
4.1计算域与网格划分 计算域大小和边界设置如图4所示，结构采用CAARC标准建筑模型，模型比尺为1：300.
B=0.1524m， D=0.1024m，H=0.6096m.
网格划分采用结构与非结构化网格混合方法，在建筑物附近的长方体区域内用四 面体网格，其他区域采用结构化网格（如图5）.共布置网格168万，入口边界面上网格节点5880.
对非边界 对家边界 8D 22D 2H Outflow 80 对称地界 图4计算域布置与边界条件
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金晶、区彤等-珠海横琴发展大厦动力弹塑性对比分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 珠海横琴 发展大厦动力弹塑性 对比分析 金晶 ，区彤 ，谭坚，张连飞 （广东省建筑设计研究院，广州510370） 提要：以珠海横琴发展大厦为研究对象，采用MIDAS/GEN和ABAQLS两种有限元分析软件，建立三维非线性结构模型，对这 种带巨型转换桁架-钢框架-支撑筒的非常规结构体系，进行罕遇地震作用下动力弹塑性时程分析.
验证其在大震作用下的抗 震性能是否满足预定的抗震性能目标：同时，研究结构中关键构件的塑性损伤和屈服程度，并做出性能评价.
分析对比的结 果表明：塑性铰的分布和结构塑性损伤较少，受力性能良好，弹塑性反应及破坏机制符合抗震概念设计要求，结构满足大震 下的抗震性能设计目标.
关键词：超限高层：罕遇地震：动力弹塑性时程分析：塑性损伤 1工程概述及结构体系 横琴发展大厦位于珠海市横琴岛，横琴发展大厦一期主楼建筑高度100m，建筑平面尺寸约 100mx100m，结构地下2层，地上18层，见图1.
图1横琴发展大厦 图2横琴发展大厦结构模型 建筑主楼平面为回字形，尺寸为100mx100m，长宽比L/B=1，主楼采用4个L形支撑筒形成竖向支撑 体系，L形支撑筒尺寸为18mx18m，支撑筒之间结构跨度33.6m，支撑筒两端结构悬挑约12.5m.为大跨度、 大悬臂钢结构.
结构高宽比为100/69.6=1.44.
经结构方案优化和比选，最终选择带巨型转换桁架-钢框架- 支撑筒结构，见图2.
支撑筒采用方钢混凝土柱钢支撑，其中部分钢支撑采用防屈曲支撑：结构架空层上部楼层设置两层 高巨型钢转换桁架层，桁架高度10m，并采用拉索提高巨型桁架刚度：巨型桁架层支撑上部标准楼层，标 准楼层采用钢梁钢柱的钢框架形式.
2抗震性能设计 2.1抗震性能设计目标 工程抗震设防烈度为7度，IⅢl类场地，设计地震分组为第1组，设计基本地震加速度值为0.1g，特征 周期0.45s，安评提供特征周期为0.48s，抗震设防分类为标准设防类：基本风压值0.85kPa.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 结构形式为巨型转换桁架-钢框架-支撑筒结构体系，不属于规范所列常规结构形式，针对本结构的特点 及超限情况，依据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）第3.10节“建筑抗震性能设计"的要求进行设 计，总体按性能3的要求设计 2.2动力弹塑性时程分析软件 该工程使用两个有限元软件进行弹塑性时程分析，分别是：建筑结构通用有限元分析与设计软件 MIDAS/GEN和通用非线性有限元分析软件ABAQUS.
在结构设计方面，MIDAS/GEN全面强化了实际工 作中结构分析所需要的功能，在已有的有限元库中加入索单元、间隙单元等非线性单元，更好地在动力弹 塑性分析时还原了结构的真实性：ABAQUS作为通用有限元软件，具有丰富的单元库和模型库，以及强大 的非线性分析能力，在各个领域都有广泛的应用.
2.3结构抗震性能评价指标 结构总体抗震性能的评价从弹塑性层间位移角、结构顶部位移曲线及底部剪力时程曲线与结构损伤的 过程和损伤区域等几方面进行对比分析：结构构件的评价从构件的塑性变形与塑性变形限制值的大小关 系、关键部位构件的塑性变形等方面进行分析.
在MIDAS/GEN模型以塑性铰的状态来描述构件的破坏状 态，见表1：ABAQUS中以混凝土的受压损伤因子及钢材的塑性应变程度作为构件破坏评定标准23.
表1MIDAS塑性铰级别与破坏极限状态定性描述对应关系 塑性铰级别 构件各个破坏极限状态定性描述 无塑性钦 保持弹性：构件尚未发生屈服或屈曲，无结构性破坏 Levell (D/D2=0.5) 可继续使用：构件只受到轻微破坏，地震过后无需修复即可使用 Level2 可继续使用：构件受到一定破坏，地震过后进行一定修复即可继 (D/D2=1) 续使用 Level 3 生命安全：构件受到显著破坏但尚能确保生命安全，可修复继续 (D/D2=2) 使用但修复不一定经济 Level 4 临界倒場：构件受到严重破坏即将出现或已经出现强度退化，已 (D/D2=4) 不可修复使用，但构件尚能承受自重所产生的荷载而避免倒塌 Level 5 (D/D2=8) 构件失效 3动力弹塑性模型 本工程结构弹性分析采用MIDAS/GEN模型与ABAQUS转换模型进行罕遇地震作用结构弹性计算结果 进行对比.
3.1构件模拟 MIDAS/GEN结构构件的塑性损伤采用塑性较来模拟：ABAQUS中以混凝土的受压损伤因子及钢材的 塑性应变程度作为构件破坏评定标准.
结构上部主体结构为钢结构，MIDAS/GEN对梁柱斜撑等构件采用 集中较模型，预应力索采用桁架单元，其它构件采用梁单元.
（1）钢管混凝土柱 根据性能目标，在MIDAS/GEN的模型中，钢管混凝土柱设置PMM较，滞回模型采用Kinematichardening （随动强化型）：在ABAQUS中采用梁单元B31.
2
在ABAQUS模型中，梁、柱、桁架弦杆采用梁单元B31，桁架腹杆采用桁架单元T2D3，预应力索采用 梁单元B31加两端铰接和施加初始预应力的方法模拟，钢材采用等向强化二折线模型和Mises屈服准则，其 中强化段的强化系数取0.01.
(3）混凝土梁柱 在MIDAS/GEN的模型中混凝土梁设置MM塑性铰，混凝土柱设置PMM铰，滞回模型采用混凝土结构 常用的CloughType滞回模型.
ABAQUS模型采用《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）附录C提供 的受拉、受压应力-应变关系作为混凝土滞回曲线的骨架线，加上损伤系数（dc，dt）构成了一条完整的混 凝土拉压滞回曲线.
（4）楼板 在MIDAS/GEN的模型中，楼板罕遇地震作用下采用膜单元，不考虑平面外刚度：ABAQUS有限元软 件的楼板采用壳单元S4R，混凝土构件配筋采用MIDAS的计算结果.
3.2质量 MIDAS模型总质量为195023t，ABAQUS模型总质量为199053t.
3.3阻尼比 根据GB50011-2010和高层民用建筑钢结构技术规程，在MIDAS/GEN模型和ABAQUS模型中，大震 时阻尼比均取0.05.
3.4地震波输入 采用隔震和消能减震设计的结构应进行弹塑性变形验算，采用弹塑性时程分析方法，直接模拟结构 在地震力作用下的非线性反应.
根据本项目的特点，罕遇地震作用下的时程分析采用安评单位提供的天然 波一（Landers）、天然波二（ChiCHi）和人工波进行动力弹塑性时程分析.
地震波计算持时分别是20s和30s，两个过程均包括了地震波的峰值加速度，并采用两种输入方式：1） 三向同时输入：在分析中，重力荷载的施加与地震波的输入分两步进行：第一步，施加重力荷载（1.0恒载 0.5活载1.0预应力）：第二步，施加地震作用，按三向地震作用计算，主方向加速度幅值为220gal，主次 方向与竖向加速度峰值比为1：0.85：0.65：2）仅竖向输入.
三向输入时罕遇地震条件下水平向PGA调整 为220gal，竖向调整为143gal（仅输入竖向地震时为220gal）.
人工波和天然波如图3~5所示.
ATt 8. 时R G) 时间0 Landers-N ChiChi-N 图3第一组天然波（Landers) 图4第二组天然波（ChiChi122) 图5人工波 4罕遇地震动力弹塑性分析 4.1动力特性 用MIDAS计算的结构模型的前3周期为：TI=1.911 T2=1.904 T3=1.614，ABAQUS计算前3阶周期为： 3
(a)MIDAS 模型Y向第一振型 (b）ABAQUS模型Y向第一振型 图6MIDAS与ABAQUS模型Y向第一振型对比 4.2罕遇地震下的整体结构反应指标 以90°主方向计算为例，ABAQUS与MIDAS/GEN弹塑性计算主要结果对比见表2，该指标反映了结构 进入弹塑性状态的程度，且两种软件计算结果吻合较好.
表2ABAQUS与MIDAS/GEN计算结果对比 地震波 计算软件 90°主方向 90°主方向顶点最 90主方向最大层间 最大基底剪力与 最大基底剪力(kN) 大位移（mm） 位移角 CQC 比值 第一组天然波 ABAQUS 278997 249 1/193 (12F) 5.9 (Landers) MIDAS/GEN 316100 408 1/103 (10F) 6.7 第二组天然波 ABAQUS 292266 392 1/132 (8F) 6.2 (ChiCHi) MIDAS/GEN 251600 335 1/119 (9F) 5.34 人工波 ABAQUS 322099 411 1/121 (8F) 6.83 MIDAS/GEN 294249 366 1/117 (10F) 6.25 4.390度主方向人工波激励下的基底剪力、拉索内力与顶点位移时程对比 罕遇地震作用下，以人工波为例，结构在人工波90度主方向下的反应最大，用两个有限元分析软件 （MIDAS、ABAQUS）沿着90度方向为主方向（Y向）对结构输入三向地震波，对比其基底剪力与顶点位 移时程.
40000 30000 200000 INRC NY) 300000 时间() 400600 时间（s） 90度 图7MIDAS模型人工波90度主方向20s基底剪力 图8ABAQUS 模型人工波90度主方向30s基底剪力 （0度向最大基底剪力：244197kN， (0度方向最大剪力：236543kN， 90度向最大基底剪力：294300kN） 90度方向最大剪力：322099kN) 在三向波作用下，索内力均小于索的破断力34198kN，其中ABAQUS模型计算的拉索内力最大值为 19834kN，MIDAS模型计算的拉索内力最大值为18943kN，两种软件的计算结果接近，提取下图所示位置 4
（1）支撑筒柱塑性损伤情况
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郑建东、叶云青-山地高层建筑抗震设计若干规则性指标应用方法的探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 山地高层建筑抗震 设计若干规则性 指标应用方法 的探讨 郑建东 叶云青 （1广州潮华建筑设计有限公司，广州510655） [摘要】通过对一栋山地高层建筑扭转位移比、抗剪承转比的计算，并采用对应的平地计算模型进行对比，结合 动力弹塑性时程分析，提出了在计算层间位移角较小的山地高层建筑扭转效应时，以层水平扭转角作为辅助控制 指标，适当放松扭转位移比限值：计算抗剪承载力比时，以构件的楼层抗孵屈服强度系数作为衡量指标.
[关键词]山地高层建筑，扭转位移比，层水平扭转角，抗剪承载力比，抗剪屈服强度系数 0引言 随着房地产的蓬勃发展及建设用地的紧缺，越来越多的高层建筑项目建设场地由平地扩展到坡 地乃至山地.
由于山地坡度带来的建筑物底部不等高、不同层嵌固，使《建筑抗震设计规范》 （GB50011-2010）第3.4.3条以平层概念来计算的不规则判别指标出现了一些异常结果，尤其是扭 转位移比和抗剪承载力比常出现明显不满足规范要求的情况.
本文拟通过一栋工程实例，对以上两 个指标在山地建筑中的合理应用，提出修正应用方法.
1工程概况 本文讨论的高层建筑位于贵阳市云岩区渔安、安井片区D8地块，为24层高层住宅，采用框架 -核心筒结构.
建筑底部4层（-1~-4），一面临空，另一面不同层嵌固于侧面山体，由于一面临山， 底部各层平面逐层收进.
建筑剖面见图1，结构底部楼层平面见图2.
L 图1建筑剖面示意图 图2结构底部楼层平面示意图 2规则性指标计算结果 按建筑底部嵌固于不同层的计算模型（以下简称模型A），采用PKPM小震工况计算所得的结 构主要整体指标如表1所示.
同时，为了验证异常指标出现的原因是否因底部嵌固变化所致，采用 作者簧介：郑建东（19724），男.
工程硕土，教授级高工
表1模型A、模型B整体指标计算结果 模型A 模型B 自振周期（s） T1=4. 12 T1=4. 23 T2=3. 27 T2=3. 44 T3=3. 08 T3=3. 39 地震基底剪力 X:4775 Y:4752 X:5011 Y:5132 (kN) 地震底部倾覆弯 X:321387 Y:335514 X:323333 矩(kN*n) Y:361580 (%）21更版 X:0. 84 Y:0. 84 X:0. 87 Y:0. 90 刚度比 X: 1. 16 Y:1. 13 X: 1. 16 Y:1. 08 扭转位移比 X:1. 90 (-4F) Y:1. 62(4F) X:1. 25 (4F) Y:1. 01(2F) Y:1. 14 (4F) Y: 1. 14 (2F) 抗剪承载力比 X:0. 69 (4F) X :1. 02(4F) X:0. 86 (2F) X:0. 86 (2F) Y:0. 73 (4F) Y:1. 02(4F) Y:0. 82 (2F) Y:0. 80 (2F) 最大层间位移角 X:1/1242(13F) X: 1/1234 (13F) Y:1/2000 (7F) Y: 1/1797 (2F) 从表1看出，模型A-4层的扭转位移比、抗剪承载力比不满足规范要求，而对应楼层模型B的 指标则满足规范要求且与模型A差别较大，以上两个指标沿高度的变化曲线见图3.
应移比典线 其承桃力比尚境 0.5 移比 抗剪承状力比 2.f 生 图3 扭转位移比、抗剪承载力比曲线 3动力弹塑性时程分析 小震计算结果显示，模型A结构-4层扭转位移比、抗剪承载力比均不满足规范规则性要求，可 判别为结构扭转刚度突变及抗剪薄弱位置.
而仅从小震计算结果显示，模型A、模型B在-4层的结
1、2层 剪墙受 剪破坏 -3层剪墙 受压破坏 （a）剪力墙受压损伤 （b）剪力墙受剪损伤 图4大震动力弹塑性时程分析结构损伤情况 动力弹塑性分析结果显示，模型A在1.75倍大震作用下，首先于结构-3层剪力墙出现压碎损 伤，于结构1、2层出现剪力墙剪切破坏（0.75倍剪切破坏），而小震反应谱分析揭示的薄弱楼层-4 层在1.75倍大震作用下并未出现竖向构件损伤，继续增大地震作用至2倍大震作用后，-4层竖向 构件才出现剪力墙压碎损伤，仍未出现竖向构件剪切破坏.
从罕遇地震分析结果来看，-4层并不是 结构的薄弱环节，结构的受剪薄弱环节位于1、2层.
4扭转位移比计算结果分析及建议 鉴于模型A小震分析结果与罕遇地震动力弹塑性时程分析结果对于结构薄弱部位的判别不一 致，作者对结构小震下扭转效应作了进一步研究，对比了模型A、模型B扭转效应明显的端跨（8-A 轴及8-J轴）在5%偏心力作用下的位移以及层间位移角，见图5.
量大位林热线 星网位林鱼曲线 业大位格 层网位非角 图5端跨位移及层间位移角曲线 同时对比了两个模型在扭转效应影响大的角部竖向构件（取8-7轴交8-J轴与8-1轴交8-J框 柱）的弯矩、剪力、扭矩，如表2.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表2角部竖向构件内力对比 模型A 模型B 8-7轴交 弯距（kN*n） 28.3 32.5 8-J轴框柱 剪力（kx) 4.8 3.5 扭距(kN*n) 0. 3 0. 1 8-1轴交 弯距（kN*n） 26. 9 28.8 8-J轴框柱 剪力(kN) 3.6 3.9 扭距(kN*n) 0.3 0. 1 从结构的变形、内力来看，模型A在-4层均未出现较模型B明显不利的情况，分析模型A扭转 位移比明显大于模型B的原因，是因为模型A在-4层由于受到水平嵌固的影响，水平平动位移很小， 而导致在扭转位移绝对值不大的情况下，出现扭转位移比剧增的现象，见图6示意.
iy ug-=0 8=6 6. x （a）模型A （b）模型B 图6扭转位移比计算示意图 图7模型A、B端跨扭转位移图 从图7可以看出，由于受到本层水平嵌固端 表3本项目扭转位移比控制建议值 的约束，模型A的端跨在偏心力下的位移小于模 型B，但由于平均位移明显小于模型A，导致扭转 扭转角正切 最大层间位移角 扭转位移比 位移比反而偏大，而结构实际扭转效应并不大， tan 控制值 反映为模型A端跨构件内力、配筋与模型B差别 1. 25 ×10° 0. 717 × 10* 1.50 不大.
(1/800) （推算值） （规范限值） 鉴于以上分析结果，本文建议可以考虑以结 0.50×10° 0. 323×10 1.60 构扭转角作为扭转效应的辅助判别指标，《高 (1/2000) （推算值，本文 （规范建议值） 层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.4.5 建议控制值） 关于当楼层最大层间位移角小于规范限制的40% 时（1/2000），扭转位移比可放松至1.6的规定， 0. 40 × 10° 0. 323× 10* 1. 88 (1/2500) 推算出此时结构的层水平扭转角 2（ -） 0.33×10° 0. 323×10 2.29 （tanθ= ）：然后以此层水平扭转角为 (1/3000) L 0.28×10° 0. 323 × 10° 2.91 控制值，推算出本项目对应不同的最大层间位移 (1/3500) 角时不同扭转位移比控制建议值，见表3. 0. 25×10° 0. 323× 10 4.00 本项目模型A在-4层的最大层间位移角为 (1/4000) 1/21053，扭转位移比为1.90，对应的扭转角正 切为0.387×10°，参照表2，可见结构扭转效应仍在可接受范围内，其层平面扭转角远小于规范位 移角条件下的层平面扭转角推算值（约为推算值的1/8），不属于结构抗扭刚度突变及薄弱位置，与
5抗剪承载力计算结果分析及建议 本文对于模型A、模型B对应位置的剪力墙的剪力及剪应力水平做了对比（抽取了负四层中部、 端部共11片剪力墙，剪力墙位置如图8示意），具体结果见表4.
89 8 表4剪力墙剪力、剪应力比对比 9) 模型 A (MPa) 模型B（MPa) 剪力境1 0.143 0.354 剪力境2 0.149 0.405 9 剪力墙3 0.093 0.279 剪力墙4 0.124 0.340 剪力境5 0.122 0.395 剪力境6 0.123 0.385 剪力墙7 0.529 1.224 剪力墙8 0.221 剪力境9 0.092 0.212 剪力墙10 0.089 0.157 图8剪力对比剪力墙位置示意图 剪力墙11 0.642 0.829 同时对比两个模型-4层剪力墙与-3层相应位置剪力墙的剪应力之比，见表5.
可见模型A的-4层剪力墙剪应力水平均小于模型B，剪力墙-4层与-3层的剪应力比，也是模型 A小于模型B.实际上模型A由于侧向山体嵌固分担了一部分地震剪力，所以-4层的剪力墙相对于 模型B承载力富余更多，出现模型A的-4层抗剪承载力比变小而被判别为薄弱层的原因，是因为楼 层平面范围的缩进，从而导致-4层抗剪构件总数减少所致.
为合理地找出结构的薄弱环节，借用《建 筑抗震设计规范》第5.5.2条“楼层屈服强度系数”的概念，取楼层抗剪屈服强度系数=层总抗剪承 载力/层总地震剪力，以楼层抗剪屈服强度系数来衡量结构层抗剪能力及储备的变化.
模型A的楼 层抗剪屈服强度系数在不同楼层的数值曲线如图9.
表5剪力墙剪应力比（-4/-3） 模型A 模型B 剪力墙1 0.536 0.719 剪力墙2 0.602 0.750 剪力墙3 0.570 0.731 剪力墙4 0.606 0.640 剪力墙5 985°0 10 剪力墙6 0.619 剪力墙7 6L°0 0.716 剪力墙8 290 0.651 剪力墙9 11 2) 0.615 0.642 剪力境10 0.720 0.623 图9楼层抗剪屈服强度系 剪力境11 095′0 0.729 数曲线 从图9可见，模型A抗剪届服强度系数最小的楼层在第1层，显示出第1层抗剪承载力富余小，
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邵弘、史友涛等-北京大望京村2号地项目618-1楼结构设计.pdf
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 北京大望京村2号地项目618 -1#楼结构设计 邵弘 ，史友涛 ，杜育科，逢金祥，孙福英 （中国建筑科学研究院，中国建筑技术集团有限公司100013） 提要：本文介绍了北京大望京2号地项目618-1#楼220m公寓结构选型、计算分析和构造措施，对比了是否采 用连梁阻尼器的结果，以及这种超高层公寓采用钢筋混凝土结构还是采用组合结构，是否设置加强层等 问题，作了充分的对比，根据底部超高空间探讨了嵌固端合理选择，提出了嵌固端加强措施，对于受拉 墙肢和受拉柱采取相应的补强和构造加强，为这类混凝土结构的超高层公寓提供了可借签的实例.
关键词：嵌固端，连梁阻尼器，受拉构件控制，弹塑性分析 1工程概况 大望京村2号地项目位于北京市朝阳区崔各庄乡大望京地区，项目东北侧为大望京公园，西北至规划 望京新干道，西南至大望京2号路，北至北小河，东至五环路，南至大望京街，是集办公、商业、公寓及 文化娱乐等建筑功能于一体的综合性开发项目.
项目整体以绿色、环保、低碳和亲水为主题，未来将成为 北京践行“人文、科技、绿色”理念的典范，打造成为大望京地区标志性超高层建筑群.
其项目效果如下： 图1项目整体建筑布置图 图2项目效果图 本工程为大望京村2号地项目618-1#楼（昆泰公寓楼），建筑功能为超高层公寓（无裙楼），建筑总高 度226.00m（室外地坪算起），结构总高度213.35m（室外地坪至主要屋面），总建筑面积约106.000m²，地 电梯机房层.
其中，地下B1层高7.6m，B2层高4.0m，B3~B4层高3.8m：地上首层层高6.0m，2F~12F、 14F~26F层高3.7m，28F~39F、41F~50F层高4.0m，51F层高5.5m，52F层高4.3m，53F层高4.2m：13F、 27F及41F为避难层，层高分别为5.2m、5.7m和5.5m：顶部机房层层高4.0m，电梯机房层层高4.5m.
通过充分比较，本工程结构体系采用框架-核心筒结构，选取B1底板为结构嵌固端.
其外围框架柱采 用型钢混凝土组合柱、框架梁采用钢筋混凝土梁，核心筒采用钢筋混凝土剪力墙，楼盖采用现浇钢筋混凝 土楼盖体系.
根据地勘报告建议及周边相关项目经验，本工程采用后压浆钻孔灌注桩筏板基础.
结构标准层平面及剖面如下所示： 作者简介：部（1959-）男，研究员
但是从公寓的使用用途来 讲混凝土结构有无需维护的优势，如采用钢梁压型钢板叠合楼板，可以减轻自重20%左右.
另外钢梁与 型钢混凝土柱的组合将使得柱钢筋布置困难，通过组合结构方案造价与钢筋混凝土结构方案造价的比较， 本工程最终采用了钢筋混凝土结构方案.
采用外框架内置核心筒是超高层建筑常用的结构形式，其主要优点是结构受力明确，核心筒与框架分 工明确，核心筒主要承担地震剪力，作为第二道防线的外框架与核心筒共同承担地震倾覆力.
但是由于剪 力滞后的原因，倾覆力产生的轴向拉压力主要分布在外框架柱的四个角部，所以外框架四个角部的设计尤 为重要.
图5核心筒剪力境布置 图6角部框架柱布置 核心筒剪力墙布置以较小核心筒配置上下边的U形长墙，如图5所示.
在X向墙体长度较短，所以 核心筒内部和U形墙以X向布置为主：在Y向长度较长，布置有三道主要墙体.
墙厚变化及主要构件尺 寸如下表1所示.
为保证外筒墙体拉应力不大于2f，地下室及1层墙厚度达到了1300，这是本工程底部 层高偏大引起的.
为防止层刚度突变过大，本工程未专门设置加强层，但避难层外环梁高度为2000，实际上起到了加强 层的作用，通过楼层位移分析.
可以明显地看到其对位移的约束作用.
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1各层主要构件尺寸表 墙 柱 墙 柱 4253F C40 C40 U形墙体450：简内400/300：筒外：450/450 800x800; D1100 41F，避难层 C50 U形境体450：筒内400/300：简外450/450 800×1000; D1200 28F40F C50 U形境体500：筒内400/300：简外600V450 800×1000: D1200 27F，避难层 C60 09 U形境体500：筒内400/300：简外600V450 1000×1000; D1300 14F~26F C60 U形境体650：筒内400/300：简外750V500 1000×1000; D1300 13F，避难层 C60 C60 U形境体650：筒内400/300：筒外750V500 1000×1100;D1300 2-12F C60 C60 U形境体800：筒内400/300：筒外900/600 1000×1100; D1300 B4-1F C60 C60 U形墙体1000:筒内400/300：简外1300/700 1000×1100;D1300 框架梁C35，避难层及相邻楼层C40：内梁400x600，边梁400x800，板厚110/120，避难层边梁40x2000 3嵌固端选取 由于地下室顶板与四周车库顶板有3m的高差，为保证嵌固层部位楼板的连续性，本结构选取B1层 底板（约地面下-7.7m）作为整体结构的计算嵌固端，并对地下1至地下4层的塔楼2-3跨范围内增设嵌固 端墙体，以提高嵌固端刚度，避免软弱层，如图7、图8所示.
通过调整分析得到结构B2层与首层X、Y 方向的剪切刚度比分别为2.76和2.30，满足规范所规定的2倍要求.
对结构底层构件承载力按±0.000嵌固 与B1底板嵌固分别验算，取二者的内力的包络值进行设计.
B1底板嵌固 红色部分为嵌因境体 图7地下室为嵌固所增加的墙体 图8地下1层底部选为嵌固端 0.150 0.450 对于塔楼与四周3m高差产生的局部错层效 桓宪浆(上) 300早墙体，与在实（下）层中屋 应，为保证水平推力作用在楼板上，而不是作为 3登140150 拉60450 柱间推力，采用在梁柱外侧增设斜墙板的方式转 (2 150) 换水平推力，以保证水平推力在错层上下的楼板 3.150 中传递，如图9所示.
果（下） 2700 图9塔楼与四周顶板错层的斜墙处理 (1700)
阻 图10连梁阻尼器布置平面 图11连梁阻尼器及其立面布置 阻尼器的布置仅在地下四层至地上三十六层的TA-0、TE-0轴连梁上布置剪切型阻尼器： 小震下的刚度为每个阻尼器在小震下的剪切刚度为400000kN/m： 中震下的刚度为每个阻尼器在中震下的剪切刚度在40000kN/m~130000kN/m： T1、T5轴墙肢在恒载0.5活载中震作用工况下的轴力如下图所示，其中正值为拉力，负值为压力（阻 尼比按0.06取值）： 通过中震验算（阻尼器进入弹塑性变形），在设置阻尼器后，小墙肢拉应力改善，但仍不能满足小于 2的要求.
-20691.64 $795.28 -28438.634 4575.06 -2934.444663.24 30195.615535.88 -31083.90 $686.97 -29848.574486.30 -3071.014544.04 31603.925397.09 -347609.01 -33509 888485.80 -34367 090493.43 35320.107482.67 图12设置连梁阻尼器后小墙肢拉力 小墙肢拉应力验算o=N/A>2f从而得到连梁阻尼器配置不足，需要增加阻尼器的布置数量.
在经济 性、可实施性等多方考虑下，本工程未采用连梁阻尼器，而是通过加开剪力墙洞口减少刚度以满足小墙肢 垃应力的要求.
通过提高框架柱刚度、减少墙体刚度（增开洞口），在位移条件下满足拉应力要求.
第二十三届高层建筑结构学术会议论文 2014年 5分析结果 5.1超限判断及性能化目标 本结构钢筋混凝土框架一核心筒结构，总高度约为213.35m（自室外地坪至主要屋面），超过所在8 度区（0.2g）B级高度高层建筑的最大适用高度140米，属于高度超限结构.
表2性能化设计目标 抗震烈度（参考级别） 1=频遇地展（小震） 2=设防地震（中震） 3=罕遇地震（大震） 性能水平定性描述 不损坏 可修复损坏 无倒塌 层间位移角限值 [1/580] [1/100] 压弯 不屈服 允许进入塑性、控制塑性变形 核 底部加强区墙体 拉弯 弹性 允许进入型性、控制塑性变形 受剪 弹性 满足受剪截面控制条件 简 非底部加强区墙体 不屈服 满足受剪截面控制条件 连梁 规范设计要求 允许进入整性 率先进入塑性 压弯 弹性 不屈服 允许进入塑性、控制塑性变形 底部加强区框架柱 拉弯 弹性 允许进入塑性、控制塑性变形 框 架 受剪 弹性 满足受剪截面控制条件 非底部加强区框架柱 不屈服 满足受剪截面控制条件 框架梁 受剪不屈服 允许进入塑性 其 构件 规范设计要求 允许进入整性 允许进入塑性 它 节点 不先于构件破坏 5.2结构超限对策 为了实现设定的抗震性能目标，通过有效分析确保结构性能满足规范要求，在设计中按结构性能要求 包络设计，并采取相应提高结构延性的措施： 核心筒：1）严格控制底部墙肢在多遇地震作用下的轴压比不超过0.5：2）设防地震作用下，控制底 部墙肢的最大净拉应力水平不超过混凝土受拉强度标准值的2倍（26）：对于拉应力大于混凝土受拉强度 标准值（f）的墙肢配置型钢，并考虑由型钢承担全部轴向拉力：3）主要墙体的约束边缘构件配置高度延 伸至墙体轴压比μN=0.25的楼层，适当提高其体积配箍率并满足相应构造要求，其余墙体严格满足规范计 算及构造要求.
外框架：1）严格控制底部框架柱在多遇地震作用下的轴压比不超过0.65：2）外框架部分作为结构抗 震的第二道防线，需满足规范对于框架一核心筒结构中框架部分所承担的最小剪力要求，否则按照底部剪 力的20%和框架承担楼层剪力最大值的1.5倍二者的大值进行放大调整：3）框架柱内型钢一直延伸贯通至 屋顶：4）结构避难层及相邻楼层采取适当加强措施提高其梁高及配筋率.
楼板：适当提高结构首层、嵌固层、避难层及相邻楼层、走道位置等楼板厚度，并加大其配筋率，确 保水平作用能够有效传递.
5.3小震地震作用分析
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邱焕龙、尚春雨等-大连天安金马中心项目超高层结构设计（第一页脚注有01，需去除）.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 201 4年 大连天安金马中心项目超高层 结构设计 邱焕龙 ”，尚春雨，张绍亮 （大连都市发展设计有限公司，大连116011) 提要：以天安金马中心项目为例，从结构体系、前期分析、计算分析、超限专家修改意见四个方面详细介绍了 超高层结构设计的实施过程和设计依据.
本项目为主体44层、高145.9的超高层住宅，结构形式为全落地剪 力墙结构.
以超限情况介绍为出发点，首先对结构体系进行分析，拟定合理的抗震性能设计目标，采用两种计 算软件分别对小震、中震及大震情况下进行了整体计算分析，通过弹塑性时程分析找出薄弱部位，并在施工图 设计时对薄弱部位进行有针对性地加强以达到结构的抗震设防目标.
研究结果表明，对复杂高层的结构设计， 应采用基于性能化的抗震设计方法，进行弹性及弹塑性分析以达到预期的性能目标.
并根据超限审查意见对中 震及大震计算部分进行调整，指导施工图设计.
关键词：超高层建筑，性能目标，抗震计算，弹性时程分析，静力弹塑性时程分析 1天安金马项目介绍及结构体系分析 1.1工程概况 天安金马项目为超高层住宅，地上44层，结构高度为145.9m，顶部另有机房层1层，地下3层，总 建筑面积39010m².
地上1~4层为公建，层高分别为：5.5m（1层，4.8m（2、3、4层：5~44层为住 宅，标准层层高3.15m.
该工程抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度为0.15g，50年重现期基 本风压为0.65kPa，地面粗糙度为B类.
根据地质部门提供的详勘报告，持力层为中风化泥灰岩层 （fa=1200KPa），灰色，风化裂隙较发育，溶洞比较发育，结构面较清晰，岩芯较完整，局部夹薄层页 岩.
岩石坚硬程度为较软岩，岩石完整程度为较完整，揭露厚度：19.9035.20m，层顶埋 深：13.4~31.3m，基础形式按筏板布置.
1.2结构体系 该工程结构形式为全落地剪力墙结构.
平面尺寸为58.40x20.75m，外圈梁高统一为650mm，内部梁高 均在500mm以内，外圈墙厚由下至上为600~300mm，内部墙厚由下至上为300~200mm.
梁板均采用C30混 凝土，剪力墙从下至上采用C50～C35混凝土.
标准层结构布置图、建筑立面效果图及剖面图详见图1至 3.
图1标准层结构布置图 10 作者筒介：邱焕龙（1981-），男，学土，高级工程师，一级注册结构工程师.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2建筑立面效果图 图3建筑剖面图 2结构设计前期分析 2.1超限分析 本工程主屋面高度为145.900m，超过《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）（以下简 称《高规》）中7度区A级高度剪力墙结构的最大适用高度120米，不超过B级高度剪力墙结构的最大适 用高度150米，属于高度超A级高层.
Y向偶然偏心地震作用下扭转位移比为1.19：偏心率最大值：X向为0.013（位于40层，Y向为 0.0614（位于44层）：平面凹进尺寸为相应边长的28.10%：楼板有效宽度和典型宽度之比为50.8%：在 32，40层局部内收，缩进尺寸分别占下层的8.5%和8.6%：本层与上一层的受剪承载力之比最小值为 0.93，位于1层的Y向.
以上均不超过规范限值，属平面规则结构.
本工程4层以下为公建，4层的X，Y向本层侧移刚度与上三层平均侧移刚度80%的比值分别为 1.2706和1.2160.
因此，本工程属竖向规则结构.
2.2性能目标 当建筑结构采用抗震性能化设计时，应根据其抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构类型及不 规则性、建筑使用功能及附属设施功能的要求、投资大小、震后损失及修复难易程度等，对选定的抗震 性能目标提出技术和经济可行性综合分析和论证.
本工程为公建式公寓，抗震性能目标取为C，其中对底 部加强部位的墙肢适当提高性能目标，做到设防烈度下墙肢的抗剪承载力满足中震弹性的要求.
采用基于性能的抗震设计方法，根据工程结构各部位的重要程度，抗震设计的结构构件预期目标详 见表1.
表1抗震性能目标 地震水准 多遇地震（小震） 设防烈度（中震） 罕遇地震（大震） 性能水准 1 3 4 层间位移角限值 1/1000 1/120 年向 底部加强部位的墙股及柱 弹性 抗剪弹性 允许部分构件进入届服 树 偏拉、偏压不屈服 阶段，墙肢满足受剪截 其余部位的墙肢 弹性 不屈服 面控制条件0.15fabwhg
表2本工程采用的地震参数 设防水准 特征周期 最大地震 加速度时程 T/s 影响系数 最大值/（cm/s²） 多遇地藏 0.34 10 56 设防烈度地震 0.35 0.34 162 罕遇地震 0.40 0.72 296 2.4舒适度计算 根据《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ99一98）要求，取10年一遇风压，阻尼比0.02，计算 结构顶点最大加速度值，顺风向顶点最大加速度a=vuμoA/ma：横风向顶点最大加速度a=b √BL（T），其中b=2.05×10（0nmT/√BL产².
计算X向顺风向顶点最大加速度为29m/s， 横风向顶点最大加速度73mm/s，计算Y向顺风向顶点最大加速度58mm/s，横风向顶点最大加速度 73mm/s.
根据《高规）：住宅、公寓顶点风振加速度限值a.为150m/s，可见均满足要求.
3结构设计计算分析 3.1小震及风荷载计算分析 采用SATWE和ETABS两种软件进行结构整体分析，结构阻尼比取0.05，风荷载计算采用50年基 本风压，承载力设计时按基本风压1.1倍采用，小震计算最不利方向位移角为1/1024，最不利位移为 112.5mm，风荷载计算最不利方向位移角为1/1236，最不利位移为99.75mm，主要计算结果详见表3.从 计算结果可以看出，两个软件的计算结果比较接近.
表3主要计算结果 计算软件 SATWE ETABS 楼层自由度 刚性楼盖 刚性棱盖 周期折减 0.90 0.90 计算振型数 27 27 结构总质量A 72025.469 71080 有效质量系数 X向 93.09% 98% Y向 95.510% 99% 结构自报周期/s T=3.05 T=2.57 T=2.22 T=3.09 T;=2.63 T;=2.17 扭转周期T/平动周期T 0.73 0.71 X向地震 16090.3 16110 基底剪力kN Y向地震 16468.5 15960 X向风荷载 7985.1 6419 Y向风荷载 16794.7 13960 x向地震 1324942 1197000 顿覆弯距 /(kNm) Y向地震 1287148 1225000 X向风荷载 782579 647400
弹性时程分析时主分量峰值加速度取56cm/s²，结构阻尼比为0.05.
所选3 条地震反应谱平均值在前3个周期处与设计谱对比结果如表4所示.
表43条地震反应谱平均值与设计谱对比结果 影响系数a 振型 周期/s 设计谱 设计语20% 设计谱 -20% 3条波平均值 第1阶 3.052 0.02785 0.03342 0.02228 0.02485 第2阶 2.572 0.03498 0.02332 0.0274 第3阶 2.220 1000 0.03612 0.02408 0.02408 0.16 竞计20% 0.12] 人工，只者波平为能 0.08 ，交计建 0.04 设计值-20 0.0 1.0 2.0 3.0 4. 0 5.0 6.0 TIS 图4弹性时程分析地震影响系数曲线对比 由表4和图4可以看出，多遇地震弹性时程分析采用的3组波的平均地震影响系数曲线与振型分解 反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符，在主要周期点上也基本满足在统计意义上相符 的要求.
振型分解反应谱法的计算结果在30层以上小于弹性时程分析法计算的平均结果，考虑到超限结构的 安全性，多遇地震弹性设计时将采用时程分析结果的包络值.
3.3中震计算分析 为保证底部加强部位的墙肢在中震作用下剪力墙受剪承载力保持弹性，采用SATWE程序进行中震弹 性验算.
计算结果表明底部加强部位的墙肢均满足中震抗剪弹性的要求.
墙肢水平分布筋均不超筋，计 算的墙肢水平分布筋配筋率全部在一级剪力墙所要求的最小分布筋配筋率0.25%以内.
由于纵向短肢墙较 多，纵向计算时另采用框剪模型进行对比分析，以确定长墙所承担剪力和倾覆力矩.
将截面高度不 大于截面厚度8倍的墙肢按框架柱输入，按中震弹性进行计算，框架柱占总地震剪力百分比，底层X向为 1.23%，Y向为1.09%.
框架柱占总地震倾覆力矩百分比，底层X向为2.64%，Y向为0.53%.
此模型计算 的结构主要整体参数（周期、位移等）与按墙肢输入模型基本相同.
按框剪模型计算的底层地震剪力的0.2倍（0.2Q0）:X向为8139.95KN Y向为8516.79KN.
1.5Vfmax:X向为2707.16KN Y向为2541.34KN.
设计将框架柱剪力按0.2Qo及1.5Vmx的较小值进行调 整.
另外为保证该方向普通长墙的抗剪能力，将X向总地震剪力全部由该方向普通长墙承担进行复核，墙 间剪力近似按剪切刚度分配，不考虑短肢墙的抗剪能力.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 采用SATWE程序进行中震不屈服验算为保证底部加强部位以外的墙肢在中震作用下偏压、偏拉承载 力不屈服，采用SATWE程序进行中震不屈服验算.
计算结果表明墙肢在地震作用下个别墙肢出现整体受 拉状态，墙肢拉应力为1.57N/mm2.
但墙肢的边缘构件拉应力较大，墙肢的最大拉应力为4.91N/mm2， 生的拉力全部由型钢承担，型钢沿建筑物高度延伸至中震不屈服工况下截面拉应力不大于混凝土抗拉强 度标准值且不少于底部加强区高度的楼层，受拉墙肢端部按约束边缘构件设计.
3.4大震计算分析 为保证底部加强部位的墙肢在大震不屈服作用下满足截面剪应力控制要求，采用SATWE程序进行大 震验算.
计算方法同中震不屈服验算，地震影响系数最大值amx按大震取值（a=0.72）场地特征周期 取0.45s，结构阻尼比取0.07，连梁刚度折减系数取0.3.
计算出的底部剪力：X向为81426.2kN，Y向为 83220.4kN.
表5以1层为例，给出部分墙肢的大震受剪截面控制条件验算结果（其余墙肢及其余各层 略）.
根据《高规》中公式（3.11.3-4），大震下核心筒剪力墙受剪力应满足V≤0.15fbha.
计算结果表 明：底部加强部位的主要墙肢在大震作用下满足截面剪应力控制要求.
表51层剪力墙大震受剪截面控制条件验算 墙 墙厚h/mm 墙长 h/m SATWE计算剪力/kN 抗剪承载力/kN 0.15fgbho Q1 500 4.450 4024 11564.44 2 500 3.500 3041 9095.625 Q3 400 2.950 1167 6133.05 Q4 400 3.750 1570 7796.25 Q5 400 3.450 1232 7172.55 Q6 500 5.050 5069 13123.69 Q7 500 5.050 4709 13123.69 Q8 300 3.550 1298 5535.338 60 300 2.675 2053 4170.994 Q10 300 2.675 1848 4170.994 Q11 300 1.750 319 2728.688 Q12 400 2.975 1121 6185.025 Q13 400 3.650 1817 7588.35 Q14 400 3.450 1226 7172.55 Q15 500 1.500 158 3898.125 Q16 300 3.200 1108 4989.6 Q17 300 3.200 1160 4989.6 Q18 300 4.000 1094 6237 Q19 300 7.450 4558 11616.41 Q20 600 1.650 318 5145.525 10 600 1.400 188 4365.9 22 600 1.400 181 4365.9 3.5静力弹塑性分析 本工程采用PUSH&EPDA对主体结构进行X向和Y向推覆计算，模型采用中震不屈服下的计算结果， 同时根据核心筒的实际配筋并计入核心筒内型钢，将实际配筋结果输入模型，取弹性CQC地震力分布侧
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邱仓虎、李毅等-安徽广电新中心屋顶发射塔设计.pdf
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
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
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.
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邓明科、张辉等-高延性纤维混凝土短柱抗震性能试验研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014 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
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
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
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：
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.
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赵青春-地下室地下一层楼板嵌固端影响分析.pdf
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
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
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）
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
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赵雪莲-钢管混凝土拱在某会展建筑中的应用.pdf
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
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：
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
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
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赵雪莲-现行国内外楼板舒适度分析方法对比研究.pdf
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
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
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
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）
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
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赵西安-高层建筑结构学术交流的历史进程.pdf
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
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
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）.
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国铁科法规〔2024〕29号 国家铁路局关于印发《铁路技术标准管理办法》的通知.docx
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）
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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山东汇金国际金融中心 贝雷梁高支模专项施工方案.pdf
山东汇金 国际金融中心 高大模专项施工方案 山东建工 山东汇金国际金融中心 贝雷梁 高支模 专项施工方案 山东省建设建工（集团)有限责任公司 建精品工程 创名牌企业
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.
建精品工程 创名牌企业
该技术已在融建财富时代广场、融汇城音乐中心等工程项目推广应 用，其经济意义、社会效益显著，此技术应用于房屋建筑中在山东省内 尚属首次.
为今后类似结构工程施工提供了宝贵的借鉴意义.
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
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
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
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