GA 165-2016 防弹透明材料.pdf
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
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.
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.
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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
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.
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GA 844-2018 防砸透明材料.pdf
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
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
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.
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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.
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齐曼亦-某大跨连廊结构设计及人致振动响应分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某大 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
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.
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
(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
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，
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黄翠香-剪力墙设计及配筋中的若干问题探讨.pdf
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
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
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
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：
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：
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黄永强、施维-苏州IFS巨型组合柱的设计研究.pdf
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
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
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.
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黄强、陈由伟-圣和圣广场三期超限高层结构设计(有脚注，需去除).pdf
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“pdf FactoryPro”试用版本创建.fineprint.cn
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
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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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
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
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黄吉锋-全频校准的钢-砼混合结构Rayleigh阻尼模型及其对比分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 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
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：
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)
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
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.
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黄上进、邓南-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.pdf
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
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
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
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
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鲁志雄、李力军等-风荷载激励下苏宁地标塔楼响应分析.pdf
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
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
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
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
（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.
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魏路、程昭波等-某高位转换高层建筑结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文 2014年 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
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
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魏勇、王桂云等-国家大剧院舞美基地项目地基基础设计.pdf
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
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
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
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
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魏勇、王志刚-关于大底盘单塔结构扭转位移比的思考与建议.pdf
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
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
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
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.
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高杰、薛谚涛等-串联变刚度隔震支座试验研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 串联变刚度 隔震 支座 试验研究 高杰，薛彦涛，肖从真，周锡元”，陈利民 （1中国建筑科学研究院，建研科技股份有限公司，北京10013；2北京工业大学，北京100022） 摘要：叠层橡胶支座是隔震技术关键因素之一，本文研发了一种串联型变刚度叠层橡胶隔震支座.
串联组合支座初始阶段 支座提供较小水平刚度（小于组合支座中较小支座），当水平剪切变形达到设计目标时通过限位装置提供第二刚度，实现大 变形时大水平刚度.
通过足尺支座试验，研究了这种变刚度支座的竖向性能、水平性能和滞回性能，并给出了这种支座的计 算模型.
关键词：隔震，叠层橡胶支座，串联变刚度橡胶隔震支座.
1前言 建筑结构基础隔震的基本原理是通过延长结构周期，给予适当阻尼，使结构的加速度反应大大减弱.
同时，结构的大位移主要由结构物底部与地基之间的隔震系统提供而不由结构自身的相对位移承担.
这样 一来，结构在地震过程中发生的变形非常小，从而为结构物的地震防护提供更加良好的安全保障，隔震 层越柔相对隔震效果越突出，但隔震层必须具有抵抗风荷载的最小刚度同时又要满足大震下足够的变形要 求，这就存在一定矛盾.
支座的水平刚度与支座的尺寸有直接关系，直径越大则刚度越大.
而支座尺寸的 选择需满足两个要求，其一是承载力的要求，承载力越大，支座的尺寸越大：其二是满足隔震变形协同的 要求，有时虽然承载力要求小，但仍要选择大直径的支座，这一间题在有裙房的隔震建筑或工业厂房中尤 为突出.
以上两个要求限制了支座水平刚度的选择.
为此本文专门研发了一种串联型变刚度叠层橡胶隔震 支座，支座型号JY-ISO-C，专利号：ZL201020256715.3.
在小震或中震时支座提供较小水平刚度，中震以 上（或设定目标）支座发生大变形同时隔震支座水平刚度不降低，避免上部结构或支座发生过大变形.
由于叠层橡胶支座的竖向承载能力比较大，其截面尺寸主要由所要求的水平剪切变形能力所决定，而 为了延长隔震结构的周期，常常需要减小橡胶支座的刚度，这样就需要加大高度，当上部结构的荷载比较 小时这种情况尤为突出.
此时，采用圆台形橡胶支座或用两个截面不同的橡胶支座串联而成的组合橡胶支 座是一种比较经济的选择，另外，当橡胶支座和摩擦滑板串联使用时，将两个橡胶支座中较小的一个坐落 在平面滑板上还可以有效地节省滑动面的面积叫.
试验研究表明，橡胶支座的水平刚度是随应变增大面减小 的，为了使隔震建筑在遭遇罕遇地震时可以发挥较好的隔震效果，在设计时所取得水平刚度通常是以遭遇 罕遇地震为依据的.
而按这样水准设计的隔震建筑当遗遇到中、小地震时，叠层橡胶支座的水平刚度将偏 大，致使上部结构的减震效果大打折扣.
为解决这个问题可以采用变刚度隔震支座，通过合理设计实现在 中小地震时隔震支座小刚度发挥作用，遭遇罕遇地震时支座发挥大刚度特性，同时可以保证大位移要求.
2串联组合隔震支座JY-ISO-C试验研究 2.1支座组成及工作原理 JY-ISO-C型串联组合支座由两个普通隔震支座（本次试验采用GZP300和GZP500）通过连接钢板上下 结合连接而成，一般情况下将较小直径支座置于上部，并在小支座上部安装变刚度挡板，挡板两侧与支座 连接板间留有一定距离d（设计确定），构造详见图1.
作者简介：高杰（1982-），男，博士，工程师.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 上38 tt RRSRSI TAR Seft * ! (a) 支座构成图 (9) 串联组合支座工作原理 图1串联-变刚度叠层橡胶隔震支座 表1试验用支座参数 序号 支座参数 GZY300 GZY500 1 支座直径/m 320 520 2 橡胶有效直径/mm 300 500 3 橡胶层数nt/m 13 18 4 橡胶单层厚度t./m 4 5 5 橡胶层总厚度1/mm 52 90 6 薄钢板层数n 12 17 7 薄钢板厚度t/m 2 2.5 8 薄钢板总厚度/mm 24 42.5 9 端钢板厚度/mm 20 20 10 中孔直径d/mm 60 100 11 橡胶硬度/邵氏 50 50 12 S1 19 25 13 S2 6 6 试验用隔震支座信息详见表1，两橡胶支座串联组合，当支座水平剪切变形8d后，小支座保持此时的水平变形不再增涨，组合支座水平性能完全由大支座提 供，此时水平向计算参数应按GZP500取用，详见表2.
表2组合支座水平剪切变形 y 位移值（mm） 取用原则 50% 38 按 GZP300、 100% 76 GZP500 插值 250% 225 0.55D 275 按GZP500 计算 d 76 设计确定 其中水平位移d为隔震支座自由状态到变刚度时的水平位移，这个位移量可以根据设计需求设计，原 则上d可以取0-较小支座极限水平变形.
当支座水平位移小于d时，支座水平刚度为组合支座串联刚度：当支座水平位移大于d时，支座水平 刚度为组合支座中较大支座水平刚度.
小震作用时由上下两支座形成串联组合支座共同发挥作用，水平剪切变形不超过100%时水平等效刚度 位位移时（图1-b右图），限位保护装置限制上支座运动，继续变形时下支座发挥主要作用，组合支座水平 刚度及变形能力均相应提升，工作原理图详见图1-b.
限于本次实验条件限制变刚度支座与挡板接触仅考虑了硬碰撞方式，研究表明碰撞容易激起结构高 频振荡应尽量避免，此处需在后续研究中改进.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2竖向特性试验 （1）竖向刚度试验 串联叠层橡胶隔震支座与普通叠层橡胶隔震支座竖向特性相当，支座在承受持续竖向荷载时内部橡胶 将横向膨胀但受到钢板约束使橡胶处于三向受压状态，支座保持完好.
当支座制作良好时橡胶支座竖向极 限状态将表现为钢板受拉屈服.
传统刚度计算理论公式均以小变形为理论前提，同时橡胶材料弹性模量理 论值与实际值具有较大差异，为此文献4对理论公式进行了修正，同时研究学者推荐竖 向应力与应变计算公式按下式考虑： 8=o/E(12xS²) （式1） E=E(12xS²) （式2） 式中： 0、6一支座受压是应力与修正后应变： E一橡胶弹性模量： K一橡胶弹性模量修正系数： S-支座第一形状系数： E一修正后受压弹性模量： 当在较高竖向压力作用下时应考虑橡胶的体积弹性模量，二者可按串联考虑.
竖向刚度试验根据文献5、6规定进行，试验时按照设计承载力±30%幅值调整，反复加载三次，选取第 三次试验值计算竖向承载力，加载工况详见表3.
竖向荷载分为8Mpa、10Mpa、12Mpa、15Mpa四种面压 情况下进行，竖向刚度计算按下式进行： K=(Q-Q²）/(U²-U²) （式3） 式中，U、U分别是滞回曲线中最大竖向正位移和最大竖向负位移：Q”、Q是分别与U、U相对应的 竖向荷载.
竖向荷载-位移曲线绘于图2，试验结果详见表4所示.
已有研究表明，支座竖向刚度受支座水平约束 条件及橡胶硬度等影响，串联叠层橡胶隔震支座竖向刚度随竖向基准面压增加而逐渐增大，但变化幅度很 小接近线性.
表3串联支座竖向加载工况（单位KN） 序号 压应力 始 0.7P P 1.3P 止 1 0 396 565 735 0 2 8 MPa 0 396 565 735 0 3 0 396 565 735 0 1 0 495 707 816 0 2 10 MPa 0 495 707 816 0 3 0 495 707 816 0 1 0 593 848 1102 0 2 12 MPa 0 593 848 1102 0 3 0 593 848 1102 0 0 742 1060 1378 0 2 15 MPa 0 742 1060 1378 0 3 0 742 1060 1378 0
②GZP300支座试验值、GZP300&500试验值及理论值三者较为接近，其中8MPa时组合支座理论计算值与 试验值最为接近，组合支座偏小约12.91%，伴随竖向荷载增加误差略有增涨.
③组合支座竖向刚度曲线与GZP300最为接近，数值比GZP300略小，与设计目标相一致，串联组合支座竖 向刚度应有小支座决定，因此对于串联组合支座竖向刚度分析时可参照小支座进行.
④组合支座竖向刚度理论计算公式在小面压情况下较为准确，而随着面压增大误差逐渐上升，最大误差不 超过30%，设计者实际使用中应予以注意.
（2）竖向极限承载能力试验 1000 r|s[ 竖向极限荷载 0000 000 200 600 图4竖向极限荷转曲线 竖向极限荷载按照规范规定甲、乙、丙类建筑分别不应小于限定要求（甲类：10MPa：乙类：12MPa： 丙类：15MPa，当直径小于300mm时不宜大于12MPa）.组合支座竖向极限承载力如按照组合体串联90MPa 计算，其值应为4488KN，试验中取用小支座极限承载力（15倍安全系数）6000KN进行加载（换算串联体
2.3水平特性试验 （1）水平剪切刚度试验 串联支座水平刚度试验分别进行竖向荷载8~15Mpa，水平剪切变形=50%~250%以及0.55D时位移幅 值加载，对应各工况位移值及加载频率情况详见表5.
表5串联支座水平刚度试验工况 压应力 MPa (KN) 50% (0.3HZ) (mm) 100% (0.2HZ) (mm) 250% (0.1HZ) (mm) 0.55D (0.1HZ) (mm) 8 (565) 26 75 225 275 10 (707) 26 T5 225 275 12 (848) 26 75 225 275 15 (1060) 26 75 225 275 按照上表加载制度进行加载，分别进行不同频率、不同剪切变形、不同竖向荷载情况下水平剪切变形 循环滞回，加载后得到各水平位移幅值的滞回曲线，根据滞回曲线结果按照下式计算支座等效水平刚度.
K=（F）-6FY-8 （式4）： 式中，6”、6分别是滞回曲线中最大水平正位移和最大水平负位移：F"、F是分别与6、相应 的水平剪力.
根据式4及试验结果计算支座水平剪切刚度，计算结果详见表6，其中增加了相同竖向荷载作 用下100%、250%水平剪切变形时水平剪切刚度与50%时的刚度比值.
串联变刚度隔震支座水平刚度在水平剪切变形50%~100%时保持串联第一刚度，该值与上支座水平刚 度相对较为接近，当水平剪切变形超过100%以后支座开始变刚度，第二刚度起控制作用，其值与下支座相 当，试验结果与设计设想相一致.
试验表明，竖向压力从8Mpa到15Mpa加载过程中水平剪切变形从50%加载到100%水平刚度呈下降趋 势，100%剪切变形与50%剪切变形刚度比约0.63-0.73.
水平剪切变形超过100%以后，随加载进行支座水平刚度由之前刚度呈下降趋势转为刚度增加，刚度比 随竖向面压增大而略有上升，8~15Mpa刚度比变化较为一致，变化幅度从0.51到2.08.
刚度比变化规律及 水平刚度变化趋势参见图6.
试验显示各加载工况均表现为变刚度前隔震支座水平刚度随水平剪切变形增大 而减小，达到设定变刚度水平位移以后水平刚度明显上升，即在初始阶段（小、中震）时支座提供较小水 平刚度，一定阶段以后（大震）提供较大刚度，避免了水平剪切位移越大水平剪切刚度越小而导致变形过 大的不利情况.
sa 2se -1- Me 19 90 m 30 20 2e 300 ise （a）不同面压水平剪切刚度曲线 （b）变刚度前后刚度比 图6串联支座水平刚度特性 （2）水平极限承载力试验 在水平刚度测试基础上继续进行水平极限变形能力测试，针对上述支座（同一支座）进行竖向恒定 15MPa，水平400%位移（取大支座GZP500的400%水平位移360mm）加载（图7），加载过程中支座位移 稳定持续增加，最终试验件未发生撕裂、倾覆、压溃等明显不利状况，支座满足“规范"相关技术要求.
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马宏睿、杜义欣等-丽泽SOHO防连续倒塌计算分析研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 丽泽 SOHO防连续倒塌计算分析研究 马宏睿 杜义欣 ！
肖从真！
康志宏？
（中国建筑科学研究院，北京100013）（SEBD中国有限公司，北京100020） 提要针对丽泽SOHO结构体型的特殊性，本文采用拆杆法选取4个关键部位进行了动力弹塑性分析， 通过对拆除之后结构的位移、应力等指标进行分析，对结构的防连续倒塌性能进行评估，为结构设计和后 期运营维护提供参考.
关键词防连续倒竭，动力弹塑性，拆杆法 0工程概况 丰台区丽泽金融商务区E-04地块商业金融用地项目，简称丽泽S0HO，位于北京市丰台 区丽泽桥东侧E04地块.
丽泽S0HO结构高度191.5m，地下4层，地上45层.
分两个反对 称的单塔建筑，每个单塔采用筒体-单侧弧形框架结构体系，两个单塔之间由4道椭圆形腰 桁架连接组成一个整体，形成主结构高度191.5m的反对称复杂双塔用跨度9~38m弧形钢连 廊组成的结构体系.
筒体-单侧弧形框架的两个单塔与椭圆形腰桁架组成，双塔之间在第13、 24、35层每个设备层及顶层处各设置一道连桥及腰桁架，见图2所示.
结构的抗侧力体系 主要由以下几种构件组成：圆钢管混凝土斜柱、钢筋混凝土核心筒、腰桁架、塔楼之间的连 桥等.
图1结构立面效聚图图2结构主要受力体系 1结构防连续倒塌的意义 结构的连续倒塌是由于意外荷载造成结构的局部破坏，并引发连锁反应导致破坏向结构 的其它部分扩散，最终使结构主体丧失承载力，造成结构的大范围场.
关国土木工程学会 将连续性倒塌定义为“初始的局部单元破坏向其他单元扩展，最终导致结构整体性的或大范 围区域的倒塌”.
结构一且发生连续倒塌将造成重大的生命财产损失，因而本工程必须考虑 马宏睿，女，1978年生，工学硕士，副研究员.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 如何避免结构发生连续倒塌这一问题.
针对本工程结构特殊性，在设计阶段充分考虑结构的防连续倒塌，通过多渠道减小结构 发生连续倒塌的几率.
研究结构在防止连续倒塌方面的薄弱环节，为运营期间的维护和类似 建筑的设计提供指导与参考.
2连续倒塌模拟计算方法 本工程采用弹塑性动力拆杆法，计算分析采用大型通用有限元分析软件一ABAQUS，该软 件被工业界和学术研究界广泛应用，是非线性分析领域的顶级软件.
钢筋混凝土梁柱单元采 用了建研科技股份有限公司自主开发的混凝土材料用户子程序进行模拟.
主要方法和步骤为：（1）建立结构ABAQUS有限元模型：（2）定义材料的本构关系，对各 个构件指定相应的单元类型和材料类型确定结构的质量、刚度和阻尼矩阵：（3）输入偶然荷 载时程并定义模型的边界条件，开始计算：（4）计算完成后，对结果（包括变形、应力、损 伤形态等）数据进行处理，对结构抗连续倒塌性能进行分析和评估.
计算中主要考虑了几何非线性和材料非线性.
3计算模型介绍 考虑到较为准确的结构分析需要模型具有足够的网格密度等因素，针对结构模型中的柱、 梁、楼板等进行网格副分.
网格剖分完成后，ABAQUS模型单元共计193154个，其中楼 板、墙等壳单元134961个.
根据我国《高层混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）第3.12.4条给出了连续倒塌设计 数，静力分析时，当构件直接与被拆除竖向构件相连时取2.0，其他构件取1.0.
本工程直 接采取动力弹塑性的分析方法，不考虑动力放大系数.
根据以上荷载组合，结合本结构风的控制工况为Y向，在本文的拆除计算分析中的荷载 效应组合为1.0的恒荷载0.5的雪（活）荷载0.2Y向风荷载.
在拆杆之后的弹塑性分析中混凝土结构阻尼比取0.04，钢结构为0.02.
计算时长取为 10s.
4结构受损部位确定 本工程结合实际情况及静力弹性分析结果的破坏形式，确定结构损伤部位必须以结构的 受力分析及建筑布置特点为基础结合本项目结构特点，选取如下几个部位的关键杆件进行单 工况弹塑性动力拆杆法进行分析： 工况一：拆除45层一侧钢结构连桥杆件，如图3所示： 工况二：拆除35层一侧钢结构连桥杆件，如图4所示： 工况三：拆除Y型柱根部柱单元，如图5所示： 工况四：拆除顶层悬挑端钢梁和混凝土楼板构件，如图6所示：
5.1工况一弹塑性分析结果 拆除45层一侧钢结构连桥之后，结构的最大位移点在拆除分析的整个过程均集中在拆 除连桥附近的顶层楼面，该部位初始位移值约为0.12m，最大位移值约为0.14m，说明结构的 位移变化不明显.
提取与计算拆除连桥相邻柱点位移时程，时程曲线如图8所示，该点位移 在拆除后1.7s左右达到最大值，最大位移约为0.12m，之后该点围绕0.10m位移点震荡， 振幅逐渐减小.
由图中可以看出，结构的震动幅值较小.
整体结构在拆除构件之后1.5s钢结构应力达到最大值，最大应力为247MPa，说明结构 中的钢结构构件仍能保持弹性.
拆除45层一侧钢结构连桥之后，柱A顶端X向位移由静力下的45.4mm放大到63.1mm， Y向位移由静力下的5.9mm放大到52.7mm：柱B顶端X向位移由静力下的55mm放大到80.2mm， Y向位移由静力下的53.2mm放大到77.7mm.
拆除45层一侧钢结构连桥之后，A柱X向最大层间位移角为1/810，Y向最大层间位移 角为1/805，A柱层间位移曲线对比如图10所示：拆除连桥之后B柱X向最大层间位移角为 1/2530，Y向最大层间位移角为1/3104.
说明拆除顶部连桥后，靠近连桥的柱A层间位移角 较大.
通过工况一的拆除后弹塑性动力计算分析，结构不会发生倒塌，更不会引起整个结构的 连续性倒场.
0.15 位 0.10 移 m 0.05 时间(s) 000 0 6 10 图7特征柱位点位置示童图图8结构最大位移点位移时程
整体结构在拆除构件之后5.5s钢结构应力达到最大值，最大应力为233MPa，说明结构 中的钢结构构件仍能保持弹性.
拆除35层一侧连桥之后，柱A顶端X向位移由静力下的45mm放大到48mm，Y向位移 由静力下的5.9mm放大到10.2mm：柱B顶端X向位移由静力下的55mm放大到59mm，Y向位 移由静力下的53.2mm放大到57.5mm. 拆除35层一侧连桥之后，A柱X向最大层间位移角为1/1060，Y向最大层间位移角为 1/1160，A柱层间位移曲线对比如图10所示：B柱X向最大层间位移角为1/6770，Y向最 大层间位移角为1/13739.
说明拆除中间一侧连桥后，靠近连桥的柱A层间位移角较大.
通过工况二的拆除后弹塑性动力计算分析，结构不会发生倒塌，更不会引起整个结构的 连续性倒場.
200 200 180 原结构 180 0.14 160 拆除后 1/1000 160 0.12 140 140 0.10 120 (w)3] 120 100 100 0.08 商 80 高 0.06 80 o.04 60 60 40 40 原结构 0.02 20 20 拆除后 00°0 0 0 1/1000 0 2 时间(s) 10 A柱X向层国位移用 0_0.00050.001 A001 图10结构最大位移点位移时程图11工况二A柱位移角曲线对比
选取Y型柱单元拆除后剩 余悬空柱端点，该节点在拆除之后的位移时程如图所示，该点在0.20s位移达到最大值 0.075m，随后呈自由震荡状态，之后由于结构阻尼作用振幅逐渐衰减.
整体结构在拆除构件之后5.5s钢结构应力达到最大值，最大应力为274MPa，说明结构 中的钢结构构件仍能保持弹性.
拆除Y型柱根部柱单元后，柱A顶端X向位移由静力下的45mm放大到51mm，Y向位移 由静力下的5.9mm放大到12.8mm：柱B顶端X向位移由静力下的55mm放大到61mm，Y向位 移由静力下的53mm放大到62mm. 拆除Y型柱根部柱单元后，A柱X向最大层间位移角为1/1071，Y向最大层间位移角为 1/1159：拆除连桥之后B柱X向最大层间位移角为1/6946，Y向最大层间位移角为1/5937.
说明拆除Y型柱根部后，靠近连桥的柱A层间位移角较大.
通过工况三的拆除后弹塑性动力计算分析，结构不会发生倒塌，更不会引起整个结构的 连续性倒场.
200 200 180 180 0.08 t0 160 140 140 0.075 120 120 WwWW 100 m 100 o00t/t 80 -1/1000 0 60 60 0.065 40 40 时间(s) 20 0.06 20 0 5 10 0.001 0.002 图12结构最大位移点位移时程图13工况三A柱位移角曲线对比 5.4工况四弹塑性分析结果 拆除顶层悬挑端钢梁和混凝土楼板构件后，在拆除分析的整个过程结构的位移较大的位 置均集中在拆除楼面结构附近，该区域位移最大值约为0.15m.
选取与楼面拆除结构相连接 的A点和B点（如图13所示），该工况楼面结构拆除后，A点和B点的位移时程如图所示， 此两点位移震荡幅值均2mm左右，呈自由震荡状态，之后由于结构阻尼作用振幅逐渐衰减.
说明该部分楼面拆除对与之相连的柱影响很小.
在杆件拆除瞬间，顶部少数杆件的应力超出弹性范围，大部分钢结构构件仍能保持弹性.
拆除顶层悬挑端钢梁和混凝土楼板构件后，由柱A和柱B的位移的对比，可以看出该工 况拆除部分除对A柱Y向顶层位移有所放大以外，其余的位移变化均不明显.
柱A和柱B的层间位移角曲线表明，该工况的拆除分析仅对结构顶层的层间位移角有影 响，除A柱顶层X向层间位移角最大值达到1/874，其余位移角均远小于1/1000.
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顾磊、陈宇等-钢板剪力墙承载力与抗震性能研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢板剪力墙 承载力 与抗震性能研究 顾磊 ，陈宇 ，常延辉3 （1.哈尔滨工业大学深圳研究生院，广东深圳51800，2广东省建筑设计研究院.
广东广州510010：3.北京市煤气热力工程设计院有限公司，北 (C0001 提要：本文关注了加劲钢板剪力墙的屈曲特性和抗剪承载力，以及整体结构中钢板墙在地震作用下的响应特点 和抗震性能.
采用特征值屈曲分析，考察了影响钢板剪力墙屈曲承载力的各主要因素.
考虑材料和几何双重非线 性，对钢板墙的受剪屈服和届服后行为及其影响因素进行分析研究，并同时对比了薄板和厚板承载机制方面的区 别.
建立整体模型，通过反应谱方法、静力推覆分析、弹性和弹塑性时程分析法，探讨了钢板剪力墙抵抗地震作 用的塑性耗能机制和特性，充分体现该新型抗侧结构的抗震性能的新特点.
关键词：加劲钢板剪力墙：屈曲特性：抗剪承载力：塑性耗能 1引言 目前钢砼剪力墙是我国高层建筑中最为常见抗侧力结构形式，以其节约钢材，施工方便，符合我国国 情而被大量采用.
然而钢砼剪力墙刚度较大，通常会承担过多的水平荷载作用，钢砼剪力墙往往刚度较大 而强度不足，在罕遇地震作用下，会造成墙体的严重损坏，刚度退化，而地震作用向框架转移，加重框架 负担，抗震性能不尽合理.
钢板剪力墙最早出现于北美和日本的高震度地区，以其较大的初始刚度，大变 形能力和良好的塑性性能，稳定的滞回特性而逐渐受到重视.
2钢板剪力墙屈曲特性 屈曲特性的分析采用通用有限元软件ANSYS的EigenBuckling模块，计算模型假定如下：（1）考 虑上、下钢板对中梁的作用，假定梁的弯曲与轴向刚度为无限大：（2）为简化分析因素，梁、柱之间铰接， 不考虑框架的抗弯作用：（3）加劲肋不与框架梁柱连接，即加劲肋两端自由：（4）加劲肋在钢板两侧对称 布置：（5）梁、柱采用BEAM188单元，钢板、加劲肋均采用SHELL181单元，钢材假设为理想弹塑性材 料，屈服强度f=235MPa，剪切屈服强度y=135Mpa，分析模型简图如图1所示.
刚性梁 铰接 加劲脱 边柱 （）计算顿型简图 （b）有限元模型 图1分析模型图
本文以肋板的外伸宽度与板厚的比值（bh）来表明加劲肋的强度，同时定义高厚比（i=hot）以区分 不同厚度的墙板，为考虑约束边柱对屈曲承载力的影响，设置了如表2所示的多种柱截面.
表1加劲钢板剪力墙肋布置参数 表2钢板周边柱截面参数 加劲肋 横助间距 竖肋间距 柱编 a/ho 截面尺寸 截面面积 惯性矩 形式 b (m) α (m) 号 H×Bx / (mm) A (mm²) I (m) 仅设置竖助 0.75 1/4 1 200×100×5.5/8 2716 1.84x10? 1.50 1/2 2 250×125×6/9 3766 4.05×10? 增设横助 1.5 2.25 5/6 3 350x175×7/11 6314 1.36x10* 增设两道横助 1.0 3.75 5/4 4 450x200×9/14 9670 3.35×10* 5 588×300×12/20 19250 1.18x10* 6 202x00$x059 32000 2.31×10° 2.1高厚比的影响 加劲肋钢板剪力墙的弹性屈曲承载力与高厚比密切相关，板厚决定了钢板墙的面外刚度，承载力 随板厚的增加面快速地提高，高厚比对屈曲承载力的影响可见图2.
400 140- 320- 1 -8 112- N/ 3 9-16 N/ EDN 6/=16 8 0-8 240- 0-2 84- -t/e 42 b -24 160- 5/40 56- 6 -32 28- 14 200 300 400500 600 200 300400500 高厚比 600 200 300400500 高厚比 高厚比 (a) α=0.75m mg[= (q) (c) a=2.5m 图2高厚比对加劲钢板墙屈曲应力影响曲线 可见图2，屈曲承载力随高厚比的增大迅速降低，对于薄板（i=400~600），屈曲承载力较低，设 置加劲肋后，屈曲承载力得到提高，但仍低于剪切屈服强度，可见加劲肋薄板更有使用价值.
随着加劲 肋间距的增加，其限制平面外变形的能力也逐渐减弱，曲线渐趋于重合，当竖肋间距为2.5m时，各曲 线基本一致.
2.2加劲肋的影响 定值后，其屈曲承载力不再有显著提高，此时失稳形式由整体完成向局部变形的过渡，承载力由加劲肋 区格之间的钢板局部屈曲承载力决定.
类似于工字钢梁腹板加劲肋的尺寸要求，对于仅设置竖向加劲肋的钢板剪力墙，本文建议取肋宽 与板厚比等于16（即b/t=16）时作其限值，对于采用相同肋板尺寸的纵横加劲肋墙板，该比值可取为13.
若比值超过限值，则不会明显提高承载力，反而会导致经济性不佳，本文研究采用肋宽与肋厚之比为 10（即b/t=10)的加劲肋板，可根据实际需要调整这一比值，但不可取值过大，而使肋板过柔而先于墙 板出现失稳，且应保证其调整后的加劲肋板刚度大致相等.
随着加劲肋间距的增加，其屈曲承载力快速地下降，针对仅设置竖向加劲肋的钢板剪力墙，当加劲 肋间距达到1.5m~2.5m左右时，即a/hg=0.5~0.83，可认为加劲肋的作用已经很小，因此在实际钢板剪 力墙设计中，对仅设置竖向加劲肋的情况，肋间距宜小于钢板高度的1/2，且不应大于5/6.
由图5可知，屈曲承载力随着约束边柱刚度的增加而提高，同时注意到，对于弱肋情况，即图5 中肋宽与板厚比为8的情况下，采用强柱并不能显著提高屈曲承载力，承载力变化呈水平线或斜率较小 的直线，此时钢板屈曲承载力较低，承载力由钢板自身的面外刚度决定，属于整体屈曲，因此在实际的 钢板剪力墙设计中，应当优先考虑采用“强肋”，而后保证“强柱"的方法来提高屈曲承载力.
图6说明了肋间距与柱刚度之间的关系，高厚比入小，即板厚越大，则强柱对承载力的提高作用更 明显，相对于薄板，厚板可以有较大的的上升空间.
加劲肋间距的增加并不会明显改变该趋势，但提高 程度将会有所下降.
当间距等于2.5m（a/h0=5/6）时，承载力提高程度已大为降低，最大提高幅度不超过 7%，因此可认为此时柱刚度对承载力的影响作用可忽略.
综上所述，约束边柱对墙板屈曲承载力的提
70 270 F09 240- 180- 3/-15 -a/-8 -b-1 b24 150- / a/21 2 3/r 20 90- 3 5 柱编号 杜编号 (a) i=600 α=0.75m (b) ≥=300 α=0.75m 165 66- 150- b-[6 120- -3 9-24 105- 4 b-12 a a-32 柱编号 柱编号 (c)=300 α=1.5m (d) i=200 α=1.5m 图5的束边柱对加劲钢板墙屈曲应力影响曲线 0.28 0.014 0.7 =9 0.24 0.012 06 g 0.20- 0.4- 0.008 e 0.08- 0.004 0.0- 2 3 0.00 0.00 柱编号 柱编号 柱编号 1 (a) a=0.75m (b) a=2.5m (c) a=3.75m 图6不同肋间距下柱刚度对钢板境屈曲应力影响曲线 2.4不同加劲钢板墙 将采用不同的加劲肋设置方式的屈曲承载力进行总结，在加劲肋强度已经能保证出平面位移限制效 果的前提之下，对比分析不同加劲肋形式墙体的屈曲承载力，以判断加劲肋形式采用的最佳条件，三种 加劲形式的计算结果如图7、图8所示.
由图7可见，当竖向加劲肋间距小于钢板高的0.25时（as0.25h0)，平面外变形已经受到较好限制， 额外地设置横向加劲肋，并不会提高承载力.
随着竖向肋间距的增加，横向加劲肋的作用开始显现，当 竖向肋间距a=0.25h0~0.5h0时，设置一道横肋可获得最多12.5%的提高，而设置两道横肋可提高承载力 50%，并且提高程度对薄板的效果将大大折减，因此当竖向肋间距在此范围内时，不建议单设置一道横 肋，承载力提高效果不明显，首先应当设置两道横肋，其次可采取提高板厚的方法.
当竖向肋间距 a0.5h，建议采用增设横肋加劲形式，可获得较明显的承载力提高.
不同板厚条件下竖肋间距对承载力的影响可见图8，当竖向加劲肋间距增大时，未设置横肋的钢板
同时由图 中可见，即使钢板厚度不同，当对加劲肋进行相同的间距加密处理，其承载力提高程度大致相等，也从 侧面说明了屈曲承载力与肋间距基本上呈线性关系.
640 120- 512 256- AMN/ 384 N 61 256- 128 821 面 64 高原比 200300490 500 高厚比 600 (a)/h=1/4 (b)a/hμ=1/2 100 280- 240 224 UN/ 180- 168- 120- 112- 60 56- 200 300 400 500 299 100 400 500 高厚比 高厚比 (c)/ty=5/% (d) a/hy=5/4 图7加劲肋形式对不同厚度钢板屈曲承载力的影响曲线 150 仅您助 MN/ 应力/ 90- 32- 30- 1/4 1/2 5/6 5/4 1/4 12 5/6 5/4 ea aa (a) i=600 (b) i=400
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顾磊、李祥-超高层建筑施工找平方式的影响分析 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 超高层 建筑施工 找平方式的影响分析 顾磊 ，李祥 .2 （1.哈尔滨工业大学深圳研究生院，广东深圳518055：2.恒大地产集团，广东广州510060） 提要本文通过SAP2000模拟一栋600m高的超高层钢骨混凝土结构，对该结构进行三种施工找平方式分析， 对比不同施工找平方式对结构的影响.
并通过理论推导得出每层竖向构件的预留长度的计算通式，通过该通式可 以使得到计算期结构的实际层高与设计层高一致.
关键词收缩徐变，钢骨混凝土，应力重分配 1引言 目前的有限元软件对结构的施工过程模拟较为成熟，并且考虑了结构施工过程及施工中找平对结构影 响.
结构设计人员在做结构施工模拟分析时，往往以每个施工段作为一个施工找平段，其结果是在每个施 工段内结构竖向变形是逐层递增的，对整个结构的竖向变形则是服从中间层竖向变形最大、靠近顶层与靠 近底层的竖向变形较小的情况，而实际的结构在施工中有时并非设计人员假设的以一个施工段为一个找平 段，因而其得出的结果通常与实际不符.
另外，施工中人为的逐层找平作用使得结构在施工时楼层标高与 设计标高相符，但是当继续往上施工时，下层的层高就会有所减小，长期作用下，其实际标高与设计不符.
方法的关键.
2模型的选取与建立 本结构模型高600m（图1），其构件尺寸见表1~4： 表1剪力墙厚度及含钢率 楼层号 1-8 9-17 18-40 41-70 71-100 101-115 外墙厚/mm 1500 1400 1300 1100 800 500 内墙厚/mm 800 750 700 600 500 400 层高/m 7 6 5 5 5 5 含钢率 3.0% 2.5% 2.5% 2.5% 2.5% 2.5% 表3巨柱截面尺寸、砼强度等级及含钢率 楼层号 1-14 15-30 31-55 56-85 86-105 106-115 巨柱截面/mm 5500x3500 5000×3500 4500×3000 3500x3000 3000×2500 2000×2000 砼强度等级 C60 C60 C60 C60 C60 C60 含钢率 6% 6% 6% 5% 5% 4% 作者简介：顾磊（1970-），男，工学博士，教授级高级工程师
施工中的施工活 荷载取1kN/m²，峻工一年后结构使用恒载为3kN/m²，活荷载为4kN/m².
对比分析结构峻工时直至五十年 后结构的竖向变形及竖向变形差，其结果如下（选取点见图1a） 3.1不同施工找平情况下结构的竖向变形 不同施工找平情况下结构的竖向变形见图2~4.
140 14) 巨性逐向变形 140 内简鉴向变形 巨柱鉴向变形 120 内能登向安形 内简竖向变形 129 120 100 100 100 80 90 90 2 60 60 40 20 20 20 D 显向变形/mm 20 4) 整向变形/mm 40 se 显向变形/mm ()逐层找平 (b)三层找平一次 （c）六层找平一次 图2峻工时结构竖向变形
3.2不同施工找平情况下结构的竖向变形差 三种施工找平方式下结构的竖向变形差随时间变化过程见图5.
对比可得三种找平情况下结构的竖向 变形差是一致的，且在伸臂桁架所在层对结构的竖向变形差有降低作用，随着时间的推移，靠近顶层由核 心筒大于外巨柱逐渐变为外巨柱大于核心筒：在长期作用下六层找平一次的结构中间层的竖向变形差最大、 逐层找平的最小：三种找平方式在顶层的竖向最大变形差都约为21.5mm，其最大相对竖向变形差约22mm.
下面从实际角度出发，以使用一年后结构的竖向变形为基准，推导出每层竖向构 件的补偿值.
4.1楼层竖向构件预留长度的推导方法 本部分的推导方法，是在现有软件（Midas、SAP2000等）模拟施工逐层找平基础上，用结构的设计 层高与实际结构在考虑施工找平情况下到计算期时的实际层高作差，该差数值即为预留长度.
4.2楼层竖向构件预留长度的推导过程 结构在施工过程中，由于人为找平的作用，其施工层的施工标高是与设计标高一致的，而其上层结构 对施工层的压缩及自身的收缩徐变变形，则只能通过人为的计算来补偿，下面的推导过程就是推导出此部 分的补偿值.
(1）结构为一层时（图6)： 预留长度 = (1) (2）结构为两层时（图7）： 第一层：预留长度 =△ (2) 第二层：施工时层高 h=h (3) 计算期时层高 h =h () (4) 预留长度 I =h h =(△ ) (5)
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顾磊、李祥-型钢砼柱中砼与型钢应力的依时性分析 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 型钢 砼柱 中砼与型钢应力的依时性 分析 顾磊 ，李祥 1.2 （1.哈尔滨工业大学深圳研究生院，广东深圳518055；2.恒大地产集团，广东广州510060） 提要：混凝土在收缩徐变的过程中会将部分应力分配给混凝土中的型钢及钢筋，其分配大小是随着时间增长的， 本文基于上述过程推导出从施工到结构使用若干年后，柱中任意高度处在任意时刻考虑收缩徐变影响的情况下， 混凝土与型钢各自应力的大小的运算通式.
并用matlab将该通式编成程序，计算出了混凝土与型钢承担轴力百分 比随时间的变化过程，并对比分析了柱高度、配钢率对混凝土与型钢应力重分配的影响.
关键词：收缩徐变，钢骨混凝土，应力重分配 1引言 混凝土的徐变特性比较复杂，其不仅与自身的材料及周围环境有关，还与加载龄期、混凝土所受的应 力有关.
当混凝土应力g<(0.4-0.5)f.时，其徐变为线性的：当0.5f<g≤0.8f.时，混凝土的徐变为非线性的， 且其徐变速率较线性时大：当时，混凝土的徐变为不稳定徐变. 相对徐变来说，混凝土的收缩就显得稍微 单纯，其大小只与自身材料及周围环境有关，与混凝土所受的应力无关. 在不考虑温度作用的情况下，混 凝土的收缩徐变变形约为弹性变形的两倍. 由此可推断，由于混凝土收缩徐变引起的型钢混凝土柱中混凝 土与型钢应力重分配是非常明显的. 目前已有傅学怡、邓志恒等进行了相关研究，WILLIAMEBAKER 等在迪拜塔中分析了在长期作用情况下混凝土与钢筋之间的应力分布，并得到了每个时段各部分所占轴 力百分比. 其次，现在的超高层建筑结构多采用钢骨混凝土柱作为承重构件，对这种高配钢率、由于收缩 徐变影响的研究，多停留在结构的竖向变形及竖向变形差上，而对其收缩徐变引起的混凝土与型钢应力的 重分配，尚无待研究. 2混凝土收缩徐变的计算方法 混凝土的收缩徐变，由于其影响因素多而复杂，国内外对其计算方法多采用经验或半经验公式，而且 目前还没有统一的计算方法. 其中欧洲混凝土委员会和国际预应力联合委员会（CEB-FIP4）于1978年第 一次提出了收缩徐变系数计算方法，后又于1990年出版的标准规范中将收缩徐变系数计算公式更新为下 面的计算方法： a）徐变系数：（t t）=B（t-t. ） (1) β (t-t)/t 1RH/RH Pa =1 0.46(h / h )²* β(f_)=5.3 √f 1 28 10 V )] E =2.15×10*MPa 作者简介：顾磊（1970），男，工学博士，教授级高级工程师 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 式中：-浇筑后混凝土的龄期，d--加载龄期，d： h-构件名义尺寸，h=2A/uh=100；A-构件截面面积： Ⅱ--构件与大气接触的周长；f--混凝土28d抗压强度平均值； RH-周围环境相对湿度，%，RH. =100； -一水泥品种影响系数，其取值为：慢硬水泥，s=0.38：普通水泥，s=0.25：快硬水泥，s=0.2. b）收缩应变：（t 1）=β（t-t） (2) 01 β=0.25 (1-1 )/e √350(h/)² (11 )/4 式中：β--水 水泥品种影响系数，快硬水泥（B=8），普通水泥（B=5），慢硬水泥（β=4）； --收缩开始时砼龄期，取Id. 3徐变计算理论6 该理论假定变形与应力之间呈线性关系，采用应变叠加原理，考虑应力连续变化作用下混凝土的徐变 过程，得出长期作用下混凝土的总应变公式： g(1 )= o（t）1 E() JE（r） [1p(r r)] ( ) (3) 该计算方法较为复杂，不易于广泛的推广应用，因面后人在此基础上提出了多种近似的解法，如徐变 率法、流变率法、中值系数法等等，从而将计算过程大为简化，易于用于整体结构计算当中. 当考虑到分布加载的情况下时，其应力的变化过程就是不连续的，上述的积分公式就改为了下面的不 连续变化计算公式： s(t t) = [1 gp(t r )]c (r ) (4) E(r) 台E() 该方法便于计算机编程，计算过程也并不复杂，因面广范应用于各种有限元程序中，在大型建筑结构 设计当中也得到了广泛的运用. 4柱中砼与型钢应力大小依时性的推导方法及推导 4.1柱中砼与型钢的应力大小依时性的推导方法 本推导方法采用将混凝土与型钢剥离开来，单独进行分析，然后在相互接触面的应力作用下，重新达 到变形协调的分析过程进行推导的. 其推导简图如图1. 首先以弹性过程为例进行分析，混凝土在自重作 用下发生竖向弹性变形A. ，同时型钢也在自重作用下发生了竖向弹性变形A. 由于A=A. ，而实际上混 凝土与型钢竖向是变形协调的，从而可判断混凝土与型钢接触面存在接触力T(x)，使得混凝土与型钢的最 终变形相等，即混凝土在T(x)作用下回弹了A，型钢在T（x)作用下进一步压缩了T(x)，最终混凝土竖向变 形为A=A-A，型钢的竖向变形为A =AA ，且A=A .混凝土在收缩、徐变作用下的推导过程与弹 性过程类似. 此推导过程做了如下几点假定：（1）混凝土与型钢无粘结滑移假定：（2）混凝土在与型钢接触面 处无拉裂缝：(3）不考虑箍筋的套箍作用：（4）混凝土的徐变为线性徐变过程：另外，为了推导方便，将柱按 照每层为一段进行推导，自重及水平楼板梁传来的荷载都作用每层的顶端，则每层混凝土与型钢的接触力 r为常数. 2 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 顶层 12 顶2层 1s 顶3层 14 顶4层 174 175 顶75层 顶n-2层 Jn-1层 混凝土 型钢 顶n层（最座层） 图1混凝土、型钢竖向弹性变形过程图 图2 柱简图 4.2柱中砼与型钢的应力大小依时性的推导 本推导采用工程上广泛应用的考虑分布加载的选代理论作为计算徐变的基本理论：收缩徐变采用国际 上广泛应用的，且与实际较为接近的CEB-FIP模型. 为了推导的方便，本推导采用从最顶层往下逐层进 行推导，且坐标系的x轴的原点与柱的顶端齐平，方向竖直向下（如图2）. 由于在实际工程中，建筑结构的拆模是在28天以后，即结构的实际加载龄期是28天，28天以内结构 柱只承受自身的自重，并没有楼盖荷载传递下来. 为了与实际更加接近，且为了推导的方便，本文将28 天以前的结构柱只考虑自身自重作用N，且N，施加在每层柱的顶端，而28天以后的荷载则考虑楼盖荷载， 每层自重与楼盖传来荷载之和为N，且其也作用在每层柱顶. 利用上述方法可推出下述结果： 第；个计算期：（j-1)x1~jxt，1（天）为每层的施工时间. 顶展（1si≤n） a)弹性变形 弹性应变： i×N (5) E((ij- 3 x)AE A 混凝土应力： o =E ((ij- )c)- iN (6) 2 E (i j- )A E A 型钢应力： =E iN (7) E (i j ）AE A b）徐变变形 (i j2) 4) ~ (± 3) ) ((11）r)=((1）1）)g (8) x(i2).t )(j3 ）(o-) xp(r (i1) 4 (i j 2) ) E ((i j- ) T(r(i1) )= (1(i1)x) (9) 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 ((i-1)）= T(1(i1)-) (01) A T(r(i1x) y((i1) )= (11) A c)收缩变形 T ((D )=≤g((1 ) C- (12) =(²rx1-1）1） (r(i1) ) A. (13) A (14) 顶i层在第个计算期内的应力： o(1(i1)x - )=0 (r(1) )0. ((1 ) (15) o((i1 )=(r(1))||(r(i1) ) (16) 顶：层在第；个计算期内的变形： 弹性变形：=（- (17) 徐变变形：=（ -4) T(r(i1)) (18) E A 收缩变形：=（-.)² T(e(i1) ) (19) E A. 总变形：=4|]||(20) 式中： 第；个计算期第：层的弹性、徐变、收缩应变： a 第；个计算期第：层，只考虑弹性时混凝土与型钢的应力： TT 第；个计算期第：层，由于徐变、收缩引起的柱截面轴力重分配大小： 第；个计算期第i层，由于徐变引起的砼、型钢应力重分配大小： 第；个计算期第：层，由于收缩引起的砼、型钢应力重分配大小： 一-从顶层往下到层柱的总长度： AA--第j个计算期第：层，由于弹性、徐变、收缩引起的第；层竖向变形值及总变形值. 5型钢混凝土柱（600m高）算例 型钢混凝土柱高600m，截面4×4m，每4m为一层，每层的施工时间为td=7d，采用C60混凝土 （fc=27.5MPa），钢骨混凝土柱的含钢率为7.9%，配筋率为2%，型钢与钢筋都采用HRB335.荷载按轴压比 施加，钢骨混凝土柱的设计轴压比取0.85，环境相对湿度取70%，加载龄期为t0=7d： 混凝土与型钢应力大小随时间的变化过程如图3.通过对比分析，可得知混凝土、型钢的应力沿高度 是呈线性变化，且随着时间的推移整体型钢的应力变大、整体混凝土应力减小，但型钢应力的增大幅度随 高度是不同的，表现为从顶层到最底层的型钢应力增大幅度是逐渐递增的、混凝土的应力减小幅度也是逐 渐递增的. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 土应力 600 600g 0 土应力 土应力 型应力 型卵应力 型应力 200 I0D 00 100 10 20 40 60 80 100120 140 020 40_60 80 10012014( 020 406080 10012014( 20 40 60 80 100120 140 力MP8 &力MPa 应力MPa 庭力MFa (a) 7天 (b)14天 （c）21天 （d)六个月 冠土应力 型用力 土力 土 型力 20 40 60 80 100120140 起为MPa 50 020 40) 60 80 10012014 力MPa 20 0 20 40 60 80 100120 40160 hPa 5020000 10012010160 S7MPa (e) ()十年 （g）三十年 （h）五十年 图3柱中混凝土与型钢应力随时间变化过程图 顶层、中间层与最底层考虑施工过程时的混凝土和型钢应力随时间的变化历程如图4. 由图4（a)得， 长期作用下顶层的混凝土的应力的减小幅度与型钢应力的增加幅度都比较大，且混凝土出现了受拉的现象， 由于本算例的配钢率较高，混凝土的最大受拉应力达到了1MPa左右：由图4(b）、（c）得，应力-时间曲线呈 直线递增阶段为施工阶段，且随着时间推移中间层及最底层的混凝土应力与型钢应力逐渐趋于稳定值，且 混凝土与型钢的应力在最初的三年内变化比较大，其后变化较小. 2 80 05 淘限土力 -版土力 型应力 献土应力 0.5 时间厌 15 S0 S' 0.5 （a）顶层 （b）中间层 （c）底层 图4混凝土与型钢应力随时间的变化历程图 中间层与最底层，考虑施工过程时的混凝土、型钢承担轴力百分比随时间的变化历程如图5. 对比两 组图得出，在施工阶段型钢所承担的轴力百分比是先逐渐减小，后逐渐增大的，混凝土则先逐渐增大后逐 渐减小的. 施工阶段形成型钢承担轴力百分比逐渐减小、混凝土承担轴力百分比逐渐增大的原因是混凝土 的收缩徐变率是随着时间逐渐减小的，从而导致单位时间由于收缩徐变引起轴力的分配大小也是逐渐减小 的. 从图还可得知，施工结束初期，中间层混凝土承担轴力百分比约为44%，型钢约为56%，五十年之后
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李豪邦-用华夏古建墩柱技巧实现抗风隔震结构设计的探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 用华夏古建 墩柱 技巧实现抗风 隔震 结构设计的探讨 （兼论地震中底层强柱弱梁的不可能性） 李豪邦 （中国建筑东北设计研究院沈阳110006）) 提要：本文从国内外震害实例、框架结构底层柱破坏的特点，思辨、推算分析认定：结构的抗震设计必须考虑震时 的地面震动位移、该位移对柱（墙）生成的内力影响极其严重、震害中底层柱（境）的破坏皆与此位移有关.
该 位移对梁的应力影响很小、因而要求强柱弱梁--破坏先从梁起始的局面无法实现.
在当今善遍缺失可摆脱地面位移 对结构破坏的情况下，本文借鉴我国华夏古建中立柱做法，通过对撞击的进一层认识，提出在砼结构中运用具有可变 柱头及高径比受计算限制的柱：承静载为墩、抗风时为项底具有摇移较的斜压柱及强震时随了上下端外周稀筋砼环部 的破裂瞬间进入可隔震的近似摆柱状态，从而起到隔震作用.
关键词：震时地面动位移、冲撞.
隔震、增柱构架、摇移铰接柱.
1、结构抗震是一项涉及面广有难度的艰涩课题 目前抗震的算法是从等代静力计算入手发展成为当下的振型分解反应谱理论，此种计算能真实反应震时 结构的力学行为吗.
地震在极短时间内以其晃（水平地震）、颠（竖向地震）、沉（扰动地基形成不均下沉） 造成极大范围的破坏，这在力学上是有其独特的有别与静力作为的特征.
对地球上全面震情可从以下资讯“ 中看出.
①地球每年发生地震约500万次，其中人能感受到的5万次，7级以上的地震约20次，8级以上的1次.
我国从1949年以来发生7级以上的49次，8级两次.
②我国大陆由于受印度板块楔入欧亚大陆，形成青藏高原隆升，并侧向扩张.
生成诸多活的断裂、活的 褶皱、活的盆地，它们活动的速率多是每年几毫米到十多毫米（南美智利有达90毫米），活动中与邻部在边 界处强烈对抗，在能量集聚到相当大时，以冲撞、撕裂、错动状态出现逆断、正断、走滑断等断裂形成强震.
正由于此使我国发生的地震约占全球陆地地震的1/3.
使我国在建筑设计中要求设防到7度及其以上的地区 面积占了全国土地面积的41.4%，而其中不少大城市是划归在8度区内.
③从单例来看，发生于2008.5.12日的汶川地震是先后接续了四处地应力超高集聚点（汶川、彭州、北 川、青川）在先后90秒内接连释放能量，形成了长300多公里，厚约20公里的断裂.
它造成烈度达11度的 面积有2419km、10度区3144km、9度区7738km、8度区27788km、7度区84449km、6度区314906km.
其 中汶川游口镇曾由于逆断摩挤喷涌出岩屑与石块400万m，将2000m长的山谷填平.
可以想象、汶川地震中 接连四个超高应力集聚处先后释放能量，中间有隔，每处地震也就十多秒，在如此短时间内竞运用震波无形 手法，无隙地连续冲撞构成对地表及地面以上一切设施的强力震撼及至破坏，大到山崩地裂、小到桥断房塌、 铁路钢轨弯变，甚至将或走或站的人摔倒.
其完成破坏工作的量值是远非常规所见的力、动力，即使尽力扩 大作为，也是无可比拟的.
仿佛在那瞬间一切的动力、静力作为由于相比之下量级太小，就似乎自然完全失 效，退让给突发无形无隙的连续高速冲撞并生成有别于常规形变的畸变.
然面当今在计算建筑结构于地震极 短瞬间出现的内力时，却只是依据于常规，习用的加速度乘质量等于力的基本公式加入考虑频率的影响扩大 作者黄介：李章邦（1930.5），男，教授级高工
按静力学理论中平衡与变形协调规则最终求得杆件的轴力、弯矩剪力等内力值：全与 瞬间发生的冲撞特征无关：这从力性感认知判断角度来看，把结构在静力作用下的全局各杆都应变与冲撞作 用时的个别件局部畸变等同看待，这是否合适，颇令人怀疑.
若从一些有关文献报道来看震灾中是存在不少 设计的）遭到严重破坏使其拆了重建.
而我国多次地震对一些古建筑（如唐山1976地震时的萄县独乐寺观音 阁、1975年辽宁海城地震时海城原山西会馆及该地文化馆内的古建“、1974云南大关地震时木构古建） 虽然是简单支搭，无撑无墙，感觉上抗力薄弱，却是无损地经受住了强震的考验.
看来地震使建筑破坏的根 由还是具有有待人们深入探究的空间.
2、必须重视地震作用时地面动位移对结构生成的严重影响 从一次地震来看，在地震瞬间释放的巨大能量中，一部分能量会形成为波，这种携带巨大能量的， 不论纵波、横波及次生的面波，会伴有反射、折射地向四周扩散、传播.
在传播中这些波的强度及部分特性 （位移量、持时值）会随传距的加长出现减弱变化，而处于不同地质地貌的地域也会有差异.
甚至断裂带两 侧、上下盘区的震灾轻重情况也会有明显不同.
这些携带了巨大能量的波，遇了建筑之后就会通过基础向上 反映出波所携带地面震动位移能量、加速度能量对上部结构各部分生成作用影响.
从当前依据国家规范进行抗震设计计算来看，特别是采用时程计算法，要求选用实际强震记录的加速度 时程曲线，其加速度最大值按规范GB50011表5.1.2-2依据设防烈度及计算多遇地震或罕遇地震的不同，取 用规定的值来进行计算.
这在考虑地震的加速度影响力方面是充分面又细致的.
但须认清此项计算未涉及震 时的地面动位移（即地面来回晃动的幅值，此值在ELCentro曾测得的是213.4mm，）.从人们对作用力传 递的常规力性感认知来说，地震作用由基础传给上部结构是必须首先通过底层的柱（墙）而上传.
底层柱墙 是首当其冲的关卡.
对此，我们可以设想，当地面位移波初来时，柱底会是随了地面出现位移，但此时上部 结构由于具有很大质量的情性，不能随着柱底产生瞬间移动，这就使底层柱形成了处于图1所示的受力不利 状态.
今简化近似地视柱顶底端为嵌固，计算可知柱的顶底端弯矩M值为 H² （1) 式中」为柱的截面惯性矩.
今取柱为周边对称配筋，全部纵筋的配率p按 GB50010-2012第9.3.1条规定取最大值为5%，考虑全周匀配、单侧p=1.5%，配筋用 HRB335，强度设计值f_300N/mm”.
今取柱截面为正方形，边长为b".
今更概略地假设柱 所承担的轴力N全由砼承受，而柱承担的弯矩M（强度与变形）则由对称的两边配筋承 受，由此知M及与生成相关的J值如下 M=0. 015b² × 300 × (b70) =4. 5 b² (b70) CD b-70 AP J= ∫ x²dA=0. 015 b² ( )²×2=0. 0075 b² (b70) * 2 将上式代入（1）可知 图1 =MH² =4.5b²(b - 70) × H² =100H²= H² 今分别取b等于400"、500°、600"、700"、800及H等于4000"、5000"、6000代入式（2）计算，可得△ 值如下 表1 当b值为： 400 500 600 00 800 当日值为4000时 24.2 18.6" 15. 1 12.7* 10. 9
这样一般看来，允许的地面位移也就不过是2～3厘米.
以此值与1940.5.18EL.Centro测得的地面位移 u=8.4=213.4（图2），二者相比说明：地震时底层柱 端的严重破损应是与震时的地面动位移相关.
这在汶川 震灾中如图3所示是多有所见.
图2 如何应对地面动位移对楼体底层柱生成的影响，这从式 (2)计算的数据表1来看：改小柱截面是有利、加大柱高 也好，但这两种手段都与上部结构的承重所需是直接矛 盾，不能允许：而式（2）计算用的配筋率又是规范规定 的最高值，不允再大，这里形成了关卡.
可想象得出， （b）底层杆上下编出校（0）底层柱上下端出段 图2汶川地震中概架结构柱机构 人们从地震时站立不稳的角度是很容易觉察出地震存在 动位移，只是长期以来业内人士，也包括西方专攻结构 抗震的科学家们始终拿不出令人放心的简便妥善办法： 图3 致使长期以来，就如何对待地面动位移问题，对前辈人士成了一个无奈的“禁区”、无法跨越.
这从抗震规 范的制定、设防也最高到9度（似乎是9度时不存在明显的地面位移）.
无法进入10度，11度境地即明显看 出.
若从地面位移角度深究GB50011-2010表5.1.5-2中所列罕遇地震计算给的加速度最大值8度时400（510） cm/s²，9度时620cm/s²，以此对照E1.CenTro于1940.5.18记录的加速度为0.312g=315cm/s²，其对 应地面动位移为213.4mm（图2）就看出罕遇计算是完全忽略了地面动位移的实际存在，这显示出对罕遇地震 的计算会是全无实际意义.
地面位移是门坎，不过门坎就入不了内.
在解决“禁区”这一问题上，起作用的 是国人对我国华夏古建的典型之一，应县木塔，进行内力分析过程中，逐步悟知的.
应塔总高67”、属木构 高层古建、曾经受过五次地震、6度的3次、7度的1次、7~8度的1次、但塔顶9高的刹杆丝毫未动、通 过以力性感认知为基础的思辨推理计算、完全证实运用古建中常见的墩柱、底端平坐础石上、顶端搭梁，只 要是高径比经计算取用的合适，即可解决地面动位移生成的难题.
相对于古哲匠师妥帖运用墩柱、显得当今 人悟觉似嫌太过迟缓、究其原由是源于行业的主导技术惯性.
当我们的先人造出了水泥之后、他们结合运用 钢材、逐步创造出钢筋砼框架、在完善中、先辈们对框架的成就是十分崇拜、以致形成了业内人士脑海中的 思维定势.
在这种自感自身持有科学理论的心态下、是看不到群山中有着诸多飞来峰、磐陀石以其罕见的奇 险状态度过了千万年来的沧桑巨变：对我们祖先建造已经历数百、上千年华夏木构古建的承载能力、当今先 辈工程师、学者也是以居高临下的心态、视其为工匠所作没学间，不屑做深刻的理论探究，必要表态时、随 意说点理由、含糊其辞.
至于到了更近时期、对这一局面起重要影响的直接作用则是最近三十多年来学界人 士多是据了手笔、全用电脑处理设计与研究.
致使人们生成了依赖电脑，缺失了人脑在技术上深追细究的独 3
而今，我们要认清墩柱之所以能解决地面动位移问题的机理.
这就须从地面动位移的特征、引 发对结构破坏的过程、墩柱的特点、一步步从相关事例实际中仔细观察从情感知觉层面上认知.
仔细对照图 2中上行的加速度曲线与底行的动位移曲线、可看出在地震中动位移是随同一系列高速的抖动形成的，动位 移自身的周期相对于抖动着的加速度周期要长很多，这正符合于人们立、走不稳会摔倒、柳树树梢左右摇摆 扫地反映出的特征.
图2底行显示出地面相对于原本静止位置是首先向移侧移动了8.4in的最大位移.
但迅 即向回摆动接近原位，甚至越过原位而后再出现向移侧的摆动、这样的循环摆动就是在急速抖动中进行着近 似简谐运动（即地面晃动）.
其最终的停位会是比原位有向移侧的移动，但其移动的量会是比最大动位移8.4in 明显为小.
我们用这种左右连续摆动的位移观点，通过逐步分解来观测分析载于《5.12汶川地震生命线系统震害 该桥墩与顶上梁是连续整浇一体（图4）.
从图中可看出，桥墩柱高径比颇小，柱较 为壮实.
上图中柱箍筋尚未完全失效，下图箍筋则断裂，柱顶压酥的高度约为柱直 径的1.5倍，但上部桥梁看不出有明显破坏.
桥梁未塌落地面是由破坏后墩柱顶钢 筋笼内的碎砼块堆撰支持，这说明桥墩柱所受压力不大，桥墩柱头的破坏非上部压 重所致.
对此人行桥下与梁整浇一体的柱，从当今结构规则可视为单质点结构、按 国家标准GB50011进行计算是无论如何也算不出梁不坏而柱却有着如此巨大、能使 柱损坏到如此程度的内力.
但从深厚广泛的力性感认知：高速撞击会使构件出现畸 变的角度来观测地震动位移生成的结果，则可对问题看清.
在柱底出现动位移时， 柱顶所受力为最大，而该处传力件是柱上段的顶面、受力件是位于柱顶的左右梁.
由于梁的相接面积大，且梁底配置的粗筋比较多，故与柱头相比显然柱头是薄弱环 节会首先遭到破坏.
对此破坏过程细分步骤来说应是如下 图 4 （1）当地震位移首波来临，柱底随动时，柱顶由于存在巨大质量的情性，是基本处于静止状态，此时柱 的变形如图1所示.
随了柱的变形，似乎图1中的AB线应呈现微量倾斜趋势：但分析来看，此趋势是必须通 过柱中受拉侧钢筋伸入梁内段的弹性甚至塑性伸长的微量变形、借助筋侧与砼中水泥浆的握裹力，再经过与 骨料间的一步步传递、经过较长的间接路线、生成诸多变形后到达于梁筋使其变形后才能实现.
然而地震时 每个震动的时间极短，来不及等待柱梁钢筋间的传力过程，这就使得梁柱间弯矩的传递是不同于剪力，轴力 的传递，其间存在有效性问题，须设效应系数.
今若参照枪弹打玻璃是只穿孔而不裂、推究其理是玻璃的支 座反力因变形缓慢而来不及生成.
依此而论，地震时底层柱向梁传递因地面动位移出现的“弯矩”时，其传 递的效应系数应为零才合适.
这反映出地震时框架结构的首层梁是不承受竖重之外因地面水平向动位移出现 的弯矩值.
（2）单分析柱来看，当地震位移首波来临，此时的柱由于其顶 底端配筋量相对于地面位移引生“图1弯矩”所需是不够，故图1 点A处外表面会出现望性变形，在A点下出现多道明显的水平裂缝： 而表面内、因水泥中早已存在的干缩应力及脆性会引发借助钢筋受 拉变形时的伸长、形成扩展连续的内部竖、斜细微裂纹.
此时柱项 的B点处，砼是经受有可能超限的压，但由于竖立筋及箍筋的存在， 是可以无损地适应.
图 5 （3）当紧随首次正向波过后的反向首波来临时、对位于B处一侧受拉区出现的状况是与正向首波时的A 点处状况基本相同.
但对受压侧的A处则由于在前震波作用时筋已出现了明显的塑性伸长，砼也出现了内外 明显的裂纹，在此情况下受压时会随了对塑变伸长筋的承压致外鼓，面带动A一侧外层砼呈斜坡状剥落破坏.
4
其承压B侧是重复刚过去的反向波对A侧的行为、即对已 塑变伸长了的筋硬压，令其外鼓、形成鼓筋之内砼因受压生成扩展破损及鼓筋底端砼的新开裂.
而在A侧则 是因筋的第二次拉长牵动前次未裂的筋底砼，使其开裂，并向下扩展.
再后，如若动位移继续反复出现，则其影响基本都是重复压侧破损斜面向内向下扩充，拉侧筋底砼的加 深开裂.
此例反映出，柱中伸入梁内的竖筋在地震出现地面动位移时是存在严重的负面效应：筋的反复拉长 压曲会带动砼过快地出现开裂，颓损及至丧失其承载能力.
有关地面动位移存在并影响柱顶端逐步破坏的状况还可从图5中看出.
该图系引自徐有邻先生《汶 川地震震害调查及对建筑结构安全的反思》书中照片2.3.7.图中建筑为强震区的二层砖房、底层为“框 支柱”支托.
从图中看出：二层阳台栏墙上的花盆摆放整齐、未被强震甩下.
这说明该楼二层在强震作用时 是未曾有过晃动，但二层是整体挫落了下来.
细吞照片可看出，楼底“框支柱”的破坏是看不出有竖向钢筋 及箍筋的露出.
似乎该柱不是钢筋砼柱、其状倒像是砌块柱（判断面论，对二层砖房，底层用大点的砌块填 芯柱，不改虑抗震还是可以允许的）.
对砌块柱无竖筋与上相连，这在地震的地面动位移波前来冲撞时.
受拉 侧础块只是将砂浆缝拉裂而块体不碎，但受压测础块则会被压裂破碎后落下（空心砌块的壁厚仅为20~30毫 末、很难在上存留）.
这样在反复的地面位移波作用下，柱顶的砌块被一层层左、右、中依序破碎、在逐层破 碎中，柱身缩短着，上面的二楼则一步步无晃地落下.
从这一栋位于强震区二层砖房阳台边花盆不动的实况 中，我们应是悟知：与梁无竖筋相连的柱，在地面动位移出现时，柱就形成了顶底似为铰的摆柱，随了地面 动位移，底端来回移动顶端只是跟了转动，隔绝地面动位移的上传，更由于柱的顶底为平面，这就使建筑整 体在最终具有了难得的令柱态归铅垂位的能力.
以上两例，前者是单层框架，后者是无筋柱框架，对多层框架结构的破坏可从（图3）来看：建筑物中 破坏的都是底层柱的上下两端，而梁端都相对完好，对此状况我们可从以下几个方面来进行分析.
对梁柱节点作为承受静力外载作用时，我们可以运用调整配筋的手段控制结构的开裂形态.
令梁的开裂 先于柱，完成“强柱弱梁”的要求.
但我们必须认清，当今面对的是地震的主动冲撞作用.
如我们在力性感 认知角度皆已熟知的在受力杆件中应力的出现必然与应变紧密相随毫不脱离.
作为砼筋合体的构件，砼是只 承压，遇了拉力就开裂退缩，这就形成了梁柱节点的应变过程相对于地震中地面动位移反复冲撞时是明显的 迟缓滞后，使底层柱只是在柱端生成高应力应变区出现破坏、而梁端不产生反应，形成了似乎是不允形变的 全面生成传递，因而其结果与静载不同，这很类似于以枪弹打玻璃是仅穿孔而不碎裂、掉糖瓷杯落石质地面 上是只硫出小凹坑，掉点瓷而不影响全局.
这里反映出在局部静载作用下使全结构出现全面的应力应度与出 现冲撞导致局部畸度，二者在结构中实际生成的内力效应，在力学上是存在很大差异.
3.我国于千年前在华夏古建工法中就运用墩柱使结构具有了抗风并隔震的双重 功能 我国各地保留的古建木结构可说是到处都有，其中华夏木构工法（亦称拍梁式、它是借助竖向静载压力 在梁柱接的斗拱部以走斜的斜压力方式下传风载水平力）是适用面广，加工方便，传递内力巧妙合理，抗风 能力强，能隔断地震作用的高性能结构.
由于传力合理，不出现高额峰值应力，不生成个别部的严重塑变， 就使结构有了可由力学理论支持并解释的长寿根据.
其长寿可达到数百年甚至千年，成为建筑中最长寿结构.
和其它工法木构及西欧的古木构相比，寿长可超出十多倍之巨.
古建中的应县木塔“就是在这些方面 做了近干年的实物抗风、耐久试验及五次隔震的实物试验：这是我们业界进行的时间最长，涉及隔震、抗风、 耐久的最珍贵的结构实物试验.
这种华夏木构工法的古建，初看时，对外行人会是感到新奇.
对内行人，特别是了解当今涉及理论，并 熟悉规范的人士，当他们进入全高67，底层中厅跨14°，中厅中央点净高7.15~13.8m的应县木塔（图6） 内，明层只有32根木柱支顶，周边无墙空空荡荡，木柱底端底层者立础石上，楼层者骑下部木梁上：顶端直 5
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李莹辉、蒋欢军等-平面外凸不规则对框架结构抗震性能对比研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 平面外凸 不规则框架结构 抗震性能对比研究 李莹辉 蒋欢军 」杨云峰2 (1.同济大学结构工程与防灾研究所，上海200092：2.温州市规划局生态园[区分局，温州325000) 摘要：现行国家建筑抗震规范对平面凸出长度比超出限值的结构定义为平面不规则结构，现行上海市建筑抗震规程对平面 外凸长度比和外凸长宽比同时超出限值的结构定义为不规则结构，本研究建立了平面外凸长度比和外凸长宽比不同的两组钢 筋混凝土框架结构模型，进行了弹性分析.
分析结果表明，平面外凸长度比和外凸长宽比对结构的扭转反应及楼板回角处的 应力集中均有显著影响，当两者均超过一定限值时，对结构的抗震性能有明显的不利影响.
关键词：平面不规则框架结构凹凸不规则扭转位移比 1概述 水平地震作用下，平面不规则结构由于楼层质量和刚度分布不均匀或不对称，楼层的质量中心和刚度 中心不重合，使得在地震作用下结构各楼层受到的惯性力与楼层抗力不共线，结构将会在不同程度上表现 为平动与扭转耦联的变形特征.
或者由于水平地震的扭转分量作用或双向地震动的输入以及地震动输入相 位差的影响，且不规则结构的抗扭刚度比较小，造成结构的扭转变形破坏非常严重-，基于震害经验，国 内外的抗震设计规范都对建筑结构的平面尺寸做了一定的限定.
国家规范《建筑抗震设计规范》（GB 50011-2010)对平面凸出长度比超出限值的结构定义为不规则结构，上海市规范《建筑抗震设计规程》 （DGJ08-9-2013）对外凸长度比和外凸宽度比同时超出限值的结构定义为不规则结构，如图1所示.
另外， 国家规程《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010)也对外凸长度比和外凸长宽比分别独立进行限制.
本文针对外凸长度和外凸宽度分别建立了两组钢筋混凝土框架结构模型，进行了弹性分析，研究了外凸长 宽比和外凸长度比对结构抗震性能的影响，对上海市抗震规程采用外凸长宽比和外凸长度比双控指标的合 理性进行验证.
2模型设计 本文设计的外凸不规则结构模型均为6层框架结构，柱距均为4800mm，柱截面尺寸为550mm×550mm （1-3层）、450mm×450mm（4-6层），梁截面为250mm×500mm，1层层高4.5m，2-6层层高3.6m，楼板 结构抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第一组，场地土类别为IV类土，场地特征周期小震时为0.9s， 大震时为1.1s. 模型分两组GL和GW，GL组5个模型GL1~GL5外凸长度从1跨增加到5跨，考察外凸长度比对结 构抗震性能的影响，GL1中数字1表示外凸宽度为1跨，模型设计平面图如图2所示：GW组5个模型 GW1~GW5外凸长度从1跨增加到5跨，考察在外凸长度比一定情况下，外凸长宽比变化对结构抗震性能 的影响，GW1中数字1表示外凸宽度为1跨，模型设计平面图如图3所示.
作者簧介：李堂辉（1990-）男、博士生
该计算楼层偏心率的方法为刚性楼板下的简化计算方法，偏心 率的计算依赖于侧向刚度及扭转刚度的计算.
两组模型X、Y向偏心率随外凸长度比和外凸长宽比的变化规律如图4所示，从图4看出随着平面外 凸长度的增加，楼层X向偏心率逐渐增大，而Y向偏心率的变化没有X向偏心明显：而随着平面外凸长 宽比的增加，楼层X向偏心率先减少后增大，而Y向偏心率先增大后减少.
5 = 一x向偏心率 5 Y向偏心率 □-X向偏心率 4- 0Y向偏心率 4- -0 、1 00 0.00.1 0.20.30.4 0.50.6 0.5 1.0 3.0 外凸长度比 外凸长宽比 (a) GL 组 (b) GW组 图4模型X、Y向偏心率随外凸长度比和外凸长宽比的变化 3.2周期比 刚度的一种相对关系，考察的是结构布置的合理性.
当结构周期比接近1时，由于结构扭转振型和平动振 型的耦联影响增大，结构扭转反应明显增加.
两组模型周期比随外凸长度比和外凸长宽比的变化规律如图5所示，图中的周期比均超过规范限制的 0.9.
图中周期比随着外凸长度比增加而增加，表明随着外凸长度的增加，结构的平扭耦联反应越来越大， 表明结构的布置越来越不合理.
所以要限制不规则框架外凸的长度比：而图中周期比随着外凸长宽比的增 加先升高后降低，表明随着外凸宽度的增加，结构的侧向刚度和扭转刚度同时增加，增加的相对关系并不 成单调变化.
所以不规则框架外凸宽度的变化不单调引起结构平扭振型耦联的变化.
0.93 0.93 260 0.92 0 -D. 060 0.89 0.00.10.23040.50.6 0.89 外凸长度比 0.51.0.5202.53.0 外凸长宽比 (a) GL 组 (b) GW组 图5模型周期比随外凸长度比和外凸长宽比的变化 3.3位移比 扭转位移比分为楼层位移比和层间位移比，本文采用同一轴线上的两个端点的位移代表层最大及最小 位移来计算楼层的扭转反应，如图6所示.
结构Y向位移比用A、B两点的最大楼层及层间位移比其对应 的平均位移.
结构X向位移比用A、C两点的最大楼层及层间位移比其对应的平均位移.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 将模型在X向地震和Y向地震两个振型分解反应谱法工况作用下计算得到的层剪力，施加在考虑5% GW1模型位移比沿层高变化情况如图7所示.
从图7中看出楼层位移比随层高逐渐增加，层间位移比大 致随层高增加.
最大楼层位移比及最大层间位移比均发生在顶层.
层间位移比总是大于楼层位移比，层间 位移比反映的是结构层的扭转，因为层位移是层间位移的叠加，所以楼层位移比是累计层间位移比的平均， 即楼层位移比反映的是结构整体的扭转.
所以我们在考察位移比指标的时候须明确这两个指标的不同含 义.
这两个指标须同时满足规范的要求.
且Y向位移比大于X向位移比，说明结构Y向为弱轴方向.
Y向地震作用下位移比随外凸长度比和外凸长宽比的变化如图8所示，位移比随外凸长度比的增加而 增加，随着外凸长宽比的增加而增加，说明结构扭转反应越来越大，GL4、GL5、GW1和GW2扭转位移 比超过国家规范规定的限值1.2，这几个模型均为外凸长度比和外凸长宽比同时超限的结构，面剩余结构 模型均为单个指标超限的结构，它们的扭转位移比均小于1.2，说明当外凸长度比和长宽比均超限值时结 构扭转反应比较大，上海市规程对于外凸宽度限值的规定具有其合理性.
1. (a)GL组角点示意 (b)GW组角点示意 图6模型计算位移比角点示意图 6 - 6 5 - 5] 号4 3 a 2 楼层位移比 2 1- 层间位移比 1- 层间位移比 楼层位移比 0 o 1.081.091.101.111.121.13 1.20 1.21 1.22 1.23 X向位移比 Y向位移比 (a)x向位移比 (b)Y向位移比 图7外凸宽度1模型楼层和层间位移比 1.22 最大楼层位移比 最大层间位移比 1.24 c 最大楼层位移比 1.20 1.22- Y 最大层间位移比 .18 1.16 .41 位 1.12 1.18- 1.10 0.10.2 0.3 0.40.50.6 1.16 外凸长度比 0.5 1.0 1.5 2.0 2.53.0 外昌长宽比 (a) GL组 (b) GW组 图8Y向地震作用下位移比随外凸长度比和外凸长宽比的变化 3.4担转角 刚性楼板假定下，用层刚性隔板质量中心的扭转角代表层扭转角.
考虑双向地震的耦联作用，在以Y 为主向地震（Y:X=1:0.85）工况作用下振型分解反应谱法计算的扭转角随随外凸长度比和外凸长宽比的变
随着层高的增加，结构的扭转角越来越大，因为结构扭转角是层扭转角的叠加.
但是就层扭转角来说， 可以看出，底部楼层扭转角要大于上部楼层.
扭转角随外凸长度比和长宽比的增加越来越大，说明扭转反 应越来越大.
Story6 2.5 Story6 Story5 3.0 Story5 2.0 A paoS 2.5 Story3 Story3 Story2 Story1 Story2 的1.01 Story1 1.0 角 0.5 0.0- 0.2 0.3 0.5 0.6 00 0.51.01.52.02.53.03.5 外凸长度比 外凸长宽比 (a) GL组 (b) GW组 图9Y主向地震作用下扭转角随外凸长度比和外凸长宽比的变化 3.5楼板应力 外凸不规则结构的楼板凹角在地震作用下，会有应力集中现象，弹性楼板假定下顶层屋面板顶面内剪 应力变化如图10-11所示.
楼板平面的凹角部位有明显的剪应力集中，图中蓝色区域为剪应力超过50kN/m²的区域.
随着外凸长 度的增加，应力集中区域逐渐变大，剪应力值也逐渐变大，其它区域楼板剪应力值基本不变.
随着外凸宽 度的增加，应力集中区域逐渐缩小，应力值也逐渐减小，且楼板柔性侧（没有外凸一侧）楼板的应力值也 在减小.
此外，不同外凸长度GL组模型顶层屋面板顶X向正应力分布图如图12所示，Y向正应力分布 类同，发现外凸长度或外凸宽度的变化并没有引起屋面板正应力的显著变化，另外下部楼层板顶剪应力及 正应力随外凸宽度和外凸长度的改变变化都不明显，楼板应力分布图这里不再一一列出.
综上，外凸尺寸的改变对框架结构顶层剪应力的影响较为明显，且影响平面凹角部位，楼板配筋时凹 角须要特别注意.
且各层楼板应力值差异较大，因此各层楼板加强措施可有针对性地分层分部位采取.
ITD () (b) GL2 (c) GL3 ID (p) (e) GL5 图10GL组模型在Y主向地震作用下顶层屋面板顶剪应力S12的变化
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李滇、缪春霞等-昆明西山万达广场曲面玻璃幕墙冷弯成形分析(字体有问题).pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 昆明西山万达 广场曲面玻璃幕墙 冷弯 成形分析 李滇，缪春霞 ，郭传军，王超，梁云东 （中国建筑科学研究院，北京100013） 摘要：曲面玻璃幕墙已经广泛应用于建筑工程中，对玻璃面板冷弯成形的方法可以较好实现建筑效果，但是玻 璃的安全性一直是各方关注的焦点.
本文以昆明西山万达广场实际工程为例，对玻璃冷弯成形的计算分析方法及 施工方式进行探讨，运用有限元软件ANASYS11.0对玻璃冷弯后应力、变形及荷载最不利组合进行了模拟分析.
结果表明：冷弯变形产生的初始应力在规范允许范围内：冷弯作用在组不利组合中所占比例较小：通过精细地计 算和设计，冷弯成形的玻璃面板依然具有足够的安全性.
关键词：曲面幕墙玻璃冷弯成形有限元 1引言 曲面玻璃幕墙因其造型美观、样式鲜明在建筑工程中有着广泛的应用.
建筑物外观多样化、风格化、 个性化的需求不断增长，对建筑幕墙尤其是玻璃幕墙设计提出了更高的要求.
为了实现建筑物的曲面效果， 有三种方法可以采用：第一种是折线拟合法，即用平板玻璃来拟合曲面玻璃幕墙：第二种是玻璃热弯法， 即在工厂中将玻璃高温热弯成所需的曲面形状：第三种是冷弯成形法，即利用平板玻璃本身具备一定弹性 可弯曲的特点，在现场安装时将平板玻璃合理压弯就位，通过多块平板玻璃的压弯扭曲而拟合成曲面幕墙 的效果.
第一种折线拟合法形成的面板不是真正的曲面，棱角分明，不能完全实现建筑师的意图，如果是双曲 面幕墙，还需将板块划分成三角形：第二种玻璃热弯法相邻幕墙板块自然过度，外形流畅关观，但是不仅 玻璃需要热弯成曲面，同时支撑框架也需弯弧成形，使得造价大幅增加，供货周期延长.
第三种方法形成 的曲面效果介于热弯法和折线拟合法之间，施工方便，不增加成本，不影响工期，但是玻璃面板在安装中 会产生内力，给使用者带来不安.
本文将以实际工程为例，采用有限元分析的方法，研究冷弯成形玻璃的应力和变形状态，探讨冷弯作 用对玻璃安全性的影响，为今后的类似工程提供借鉴.
2工程概况 昆明西山万达广场（B地块二标段）地上总建筑面积约30.27万 m，包括两栋316米超高层写字楼以及连接写字楼的配套商铺.
设 计以“山茶花开一七彩云南”立意，凸显高楼在城市中的定位，同 时也是对昆明经济腾飞、文化发展的隐喻.
效果图如图1所示.
建 成后将成为昆明的城市地标.
超高层写字楼采用明框单元式幕墙， 配套商铺采用构件式幕墙.
图1昆明西山万达广场效果图 作者简介：李滇(1981-) 男， 本科， 工程师
分别以玻璃面板的三个角点确定一个 平面，第四个角点到该平面的距离即为翘曲值，取翘曲最大的角点翘曲值为该面板的翘曲值，如图2所示.
/ 图2玻璃板块示意图 图3幕境三维线模型图 3.2分析目标 昆明西山万达广场超高层立面形态是“中间大，两头小”的橄榄球双曲面造型，取55~57层单元板块 为研究对象，层高4100mm，板块分格尺寸4100×1500mm，玻璃尺寸为2800×1500mm、1300×1500mm （如图3所示）.
分析每个板块的翘曲度，通过高度比例折算为玻璃的翘曲值，得到每块玻璃的翘曲值.
因为该建筑沿对角线对称，本文仅分析其中的一个面即能代表四个面的翘曲分布情况.
3.3分析结果 将标准层高（层高4100mm）的板块翘曲进行统计分析，可以得到： （1）翘曲后单元板块竖框、横梁呈曲线形（近似直线），玻璃面板为曲面： （2）单元面板在错台位置处翘曲最大，最大翘曲值为15.1mm： （3）玻璃（1500×2800mm）最大翘曲值为10.3mm，玻璃（1500×1300mm）最大翘曲值为4.8mm： （4）大面单元板块的翘曲很小，不到0.5mm，翘曲值在允许范围内，本文不做分析.
3.4板块翘曲处理方案 为尽量实现建筑效果，且节约成本，本工程采用玻璃冷弯成形的方案进行设 计，具体做法如下： （1）在幕墙单元单元板块内，通过1、2、3三点确定一个平面，将玻璃板块 对应的三点约束在同一平面，将4点根据放样测量的翘曲值进行压弯到实际需求 点，如图4所示.
调整幕墙龙骨固定点的位置，带动压板弯曲来实现曲面成形.
对的板块都实施上述措施，即可完成整个玻璃幕墙的安装.
（2）玻璃采用冷弯成形，方案阶段需分析计算玻璃冷弯成形产生的应力值， 该应力值应远小于玻璃的强度设计值.
在玻璃弹性变形范围内，玻璃冷弯不会引 起自爆或破裂.
图4玻璃板块冷弯示意图 2
为了方便计算，翘曲挠度分析时，中空玻璃简化为等效单块玻璃建模，在玻璃面 板翘曲分析时，假定角部的翘曲值沿着玻璃翘曲边成线性分布.
分析对象：（1）分析玻璃面板在强制翘曲位移作用下，玻璃面板内部的应力分布情况：（2）当风荷载 标准值取2.3kPa时，在风荷载、水平地震荷载和角部强制翘曲位移共同作用下，玻璃内部应力以及玻璃挠 度的变化情况.
4.2建模及分析 采用有限元软件ANASYS11.0，玻璃面板采用shell单元模拟，玻璃弹性模量E=0.72×10MPa，钢 化玻璃强度设计值为84MPa，泊松比为0.20，玻璃临边采用较接约束，翘曲边施加线性约束，玻璃面板施 加面荷载².
4.2.1建立有限元模型 8mm玻璃左上角施加4.8mm强制翘曲值，翘曲位移的施加沿翘曲边成线性分布，如图5所示，玻璃 翘曲呈带状曲线分布：812A8中空玻璃左上角施加10.3mm强制翘曲值，翘曲位移的施加沿翘曲边成线 性分布，如图6所示，玻璃翘曲也呈带状曲线分布.
ANTS AAF 图58mm玻璃翘曲分布图 图6812A8中空玻璃翘曲分布图 4.2.2受力分析 在仅考虑翘曲的作用下，8mm玻璃最大应力为1.509MPa，如图7所示：812A8中空玻璃最大应力 为1.123MPa，如图8所示.
应力较大位置均位于玻璃的角部.
WT ARR 图78mm玻璃翘曲应力图 图8812A8中空玻璃翘曲应力图
在“风荷载水平地震荷载强制翘曲位移”的组合作用下，8mm玻璃最大应力为19.328MPa，应力 最大位置均位于玻璃中心和角部，如图9所示.
812A8中空玻璃内片最大应力为29.748MPa，如图10 所示：中空玻璃外片最大应力为32.426MPa，应力较大位置均位于玻璃角部，如图11所示.
NRST: ANSIS 图98mm玻璃应力图 图10812A8中空玻璃内片应力图图11812A8中空玻璃外片应力图 玻璃面板在风荷载、地震荷载和强制翘曲位移共同作用下，玻璃面板的最大应力均在翘曲点.
4.2.3变形分析 在考虑风荷载标准值作用下，8mm玻璃最大挠度为7.116mm，如图12所示：812A8中空玻璃最大 挠度为15.945mm，如图13所示.
提度最大值均位于玻璃中心.
图128mm玻璃变形图 图13812A8中空玻璃变形图 4.3有限元结果分析 经过以上的计算和分析可以得到： （1）对玻璃板块的一角施加强制位移，玻璃翘曲呈带状曲线分布：两种玻璃的翘曲分布形态基本一致.
（2）在仅考虑翘曲的作用下，两种玻璃的应力都很小，应力最大值分布跟玻璃面板的长短边比例有关， 远远小于玻璃的安全许用规定.
（3）在考虑风荷载水平地震荷载强制翘曲位移的组合作用下，8mm玻璃最大应力为19.328MPa， 812A8中空玻璃内片最大应力为29.748MPa、外片最大应力为32.426MPa，内层玻璃在冷弯状态时应力 稍小.
两种玻璃的应力值均小于强度设计值84MPa.
（4）在风荷载标准值作用下，8mm玻璃最大浇度为7.116mm，是玻璃短边尺寸的1/182：812A8中 空玻璃最大负位移为15.945mm，是玻璃短边尺寸的1/95，满足《玻璃幕墙工程技术规范》JGJ102-2003 中规定的不大于1/60的要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5结论 双曲面幕墙玻璃冷弯成形技术，正逐渐得到广泛的应用.
通过工程实例分析，本文得到以下结论： （1）冷弯成形技术的应用，可以有效降低成本，并且可以较好地实现建筑师的意图.
（2）经冷弯引起的玻璃板块中最大应力值较低，远小于钢化玻璃的强度设计值，不影响面板安全性.
（3）冷弯作用与风荷载、水平地震作用引起的应力分布不同.
冷弯状态下，玻璃应力较大区域位于玻 璃板块的角部：在风荷载、水平地震作用下，应力较大区域位于玻璃板块中心区域.
（4）在荷载最不利组合中，与其他荷载相比，冷弯作用产生的应力所占比例较小.
（5）冷弯成形后，玻璃周边支承铝框、幕墙与主体结构的连接件的强度和变形需通过验算，并确保能 满足规范要求.
（6）为满足建筑外形需要，采用冷弯成形，使平板幕墙板块安装形成曲面是安全可行的.
（7）当幕墙采用单元式系统时，连接支座的位置精度将十分重要，当板块三点就位后再弯曲第四点就 位，达到曲面拟合.
冷弯成形并非意味着野蛮施工，而是需要精心的设计和计算.
需具体工程具体分析，选择适合于该工 程的建设方法.
设计时，务必计算确认玻璃和型材因曲翘而产生的内应力加上外部荷载仍在安全允许范围 内，切勿盲目使用，以免留下安全隐患或造成事故.
参考文献 [1]徐鹤山.ANSYS在建筑工程中的应用[M]北京：机械工业出版社，2005. [2]王新敏.ANSYS工程结构数值分析[M].北京：人民交通工业出版社，2007. [3]JGJ102-2003.玻璃幕墙工程技术规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2003. [4]孙立雄《曲面玻璃幕墙建设新法一冷弯成形法》
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