李毅、杜文博等-某大底盘双塔结构超限设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某大 底盘双塔 结构超限设计 李毅 ，杜文博 ，孙建超，周吉祥，金晓鹏，徐小童 （中国建筑科学研究院建筑设计院，北京100013） [摘要]本工程由于建筑平面布局原因，塔楼与裙房之间无法设置防震缝，两塔楼平面不对称，因此成为超 限高层结构.
在结构的超限设计中，通过对单塔及整体模型的分析对比，确定了包络设计的原则，并对二道防线 设计的框架剪力调整进行了分析研究.
通过对塔楼连接薄弱部位的计算及分析，采取了相应加强措施，从而保证 了结构设计的合理性及安全性.
[关键词]大底盘双塔：包络设计：框架剪力调整：性能目标： 1工程概况 本工程位于北京中轴线北段、奥林匹克公园南区，东临安定路，南侧为北土城东路.
本项目总建筑面 积12.96万㎡，地上主体由两栋塔楼及裙房组成，地下为五层地下室.
地上两栋塔楼及裙房建筑高度分别 为98.10m及34m，层数分别为20层及5层，塔楼与裙房之间未设缝.
建筑平面及剖面见图1及图2. 主楼设计使用年限为50年，设计基本风载为0.45KN/，地面粗糙度类别为C类.
抗震设防烈度为8 度，设计基本地震加速度为0.2g：I类场地，特征周期0.45s.
图1二层平面图（阴影区为塔楼范围） 图2创面图 2结构设计 作者简介：李毅（1982-) 男，研士，工程师
地下室采用钢 筋混凝土梁板结构，首层楼板厚度为180~300mm不等.
2.2上部结构 本工程大底盘以上塔楼标准层平面较为规则，为典型框架-核心筒结构，裙房标准层平面见图3.
大底 盘未设置防震缝，裙房五层楼面为了实现影院大空间要求，有三颗柱子梁托柱转换，塔楼有一颗柱子在五 层项部转换.
图3六层结构平面图 图4整体计算模型 2.3结构超限情况分析 本工程高度小于A级高度，主要超限项为大底盘不对称双塔，四层及五层有梁托柱转换，双塔之间及 塔楼与裙房之间存在薄弱连接部位，首层至二层局部、19至20层局部存在穿层柱.
2.4包络设计 将裙房与塔楼分开，分别形成三个独立的模型，将计算结果与整体模型结果对比，根据其地震反应分 布规律进行包络设计，以保证设计结果的合理性及安全性.
2.4.1大底盘以上塔楼的框架剪力调整与设计 响地项下别力 &RB力0S [990] R (IX 图5X向地震下各模型楼层剪力对比 图6Y向地震下各模型楼层剪力对比
2/2080 2/3) 4/298 图7X向地震下各模型楼层位移角对比 图8Y向地震下各模型楼层位移角对比 由图5和图6大底盘以上楼层剪力曲线对比可知，整体模型的楼层剪力比单塔模型的楼层剪力大，因 此在设计时可取整体模型计算结果.
2.4.2大底盘的框架剪力调整与设计 整体模型计算时大底盘框架剪力分布如下： 排地炭 性员力更1) 0. 21 登作电频 89 15*90 0 1800 1Sa06 8力 (X) 图9X向地震下框架承担剪力 图10Y向地震下框架承担剪力 （整体模型，大底盘） （整体模型，大底盘） 整体模型中框架剪力调整后数值与裙房单塔计算的框架剪力比较如下： 与地下模形有力 -1：6 兵 2060 算本 GC0 糖况病力 115) II0) 图11X向地震下裙房楼层剪力比较 图12Y向地震下裙房楼层剪力比较 从图11~12可知，整体模型裙房部分的框架剪力与裙房单塔模型框架剪力沿楼层分布情况为：裙房单 塔模型下部楼层大但上部楼层小，结合基底剪力情况，裙房部分的框架设计应按两个计算模型配筋取包络 进行设计.
整体模型计算时，裙房框架剪力调整按照整体模型的0.2Vo和1.5Vfmax取小值调整.
根据上述分析得出最终设计原则如下：
及1.5Vfmax的小 值进行调整，框架柱按0.2Va及1.5Vfmax的大值进行调整.
其中大底盘以上框架剪力调整系数的Va取对 应单塔计算的基底剪力，Vf取单塔模型的楼层剪力.
2)大底盘楼层塔楼投影范围内设计时采用整体模型计算结果，框架剪力调整系数采用对应单塔的框架 调整系数，即框架柱调整系数采用对应单塔模型框架柱调整系数（按0.2V.
及1.5Vfmax的大值），框架梁 调整系数采用对应单塔模型框架梁调整系数（按0.2V.及1.5Vfmax的小值）进行调整.
3)大底盘裙房范围内框架设计时采用整体模型和裙房单塔模型配筋结果进行包络设计.
其中在整体模 型计算时，裙房框架剪力调整按照整体模型的0.2V.
和1.5Vfmax取小值进行调整.
2.5楼板应力分析 由于本工程为大底盘不对称双塔结构，大底盘连接两个塔楼处和塔楼与裙房出的楼板在地震作用下由 于两个塔楼不对称变形会受到拉力.
所以有必要对大底盘进行地震作用下楼板应力分析，考虑多遇地震工 况1.2（D0.5L）1.3EQ工况和设防地震工况1.0（D0.5L）1.0EQ，分别对裙房各层进行楼板应力分析， 6层计算结果如下： 图13X向地震楼板x向应力（N/mm²） 图14X向地震楼板Y向应力（N/mm²） 图15Y向地震楼板x向应力（N/mm²） 图16Y向地震楼板Y向应力（N/mm²） 由楼板应力云图可以得出如下结论： 1）在5层、5夹层、6层处，即大底盘顶部部分楼层，在多遇地震作用下，沿框架梁周围及梁柱连接节 点区域内的楼板应力略高，核心筒和洞口处由于应力集中出现较大的拉应力，大部分楼板应力均不超过混 凝土的抗拉强度，楼板基本处于弹性.
2)在设防地震作用下，大部分楼板均存在拉应力，部分区域拉应力已经超过楼板混凝土的抗拉强度标 准值，这些位置主要在双塔连接的位置和塔楼和裙楼连接的区域，这些区域需要加大板厚及楼板配筋.
2.6针对超限采取的措施 针对本工程存在的大底盘不对称双塔，及局部竖向构件不连续、竖向局部收进、存在穿层柱等特征，
塔楼与裙房相连区域的框架柱在6、7层柱抗震等级提高至特一级.
核心筒外墙水平及竖向分布筋配筋率 在1~7层提高至0.6%，9~10层设置过渡层.
1至6层连接两个塔楼之间的局部薄弱部位楼面梁按拉弯或压弯设计，计算其轴力时不考虑楼板面内 刚度，同时相关区域板加厚至200mm.
双层双向配筋，截面每个方向单侧配筋率不小于0.25%.
4层及5层转换梁按大震不屈服设计，转换柱按中震弹性设计.
塔楼按照大底盘多塔整体模型设计：裙房按照大底盘多塔整体模型和裙房独立计算取包络进行设计.
穿层柱在设计时小震剪力按邻近的普通柱采用，轴力按自身采用，考虑穿层柱的自身计算长度进行验 算.
3结论 通过对大底盘不对称双塔的包络设计分析，确定了本工程的设计原则，并对二道防线设计的框架剪力 调整进行了分析研究，确保调整的合理性及安全性：通过对裙房及塔楼之间连接部位的应力分析，确定了 薄弱部位，采取了相应措施，从而使得整个设计更加合理可靠，达到本工程设定的抗震性能目标.
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] GB50007-2011建筑地基基础设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2011 [4]徐培福.傅学怡，王翠坤，肖从真.复杂高层建筑结构设计[M].北京：中国建筑工业出版社，2005年.
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李楚舒、李立等-有关结构抗震设计底部剪力系数的讨论.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 有关结构抗震 设计底部剪力 系数的讨论 李楚 舒，李立 ，王龙 （北京筑信达工程咨询有限公司，北京100043） 摘要：本文推导出底部剪力系数的简洁物理表达及在反应谱曲线上的等效点，依据结构动力学、反应谱理论和 结构抗震设计原理等基本理论体系，可以对此系数进行直观定性分析判断：进面探讨在结构抗震设计中应该如何 使用最小限值，提出改进对最小底部剪力系数标定的建议.
关键词：结构抗震设计，底部剪力系数，最小底部剪力系数的使用和标定 0引言 随着我国超高层建筑的迅猛发展，广大工程设计人员和科研工作者针对抗震设计中遇到的“最小地震 底部剪力系数”（或“最小剪重比”）间题，进行了有益的讨论，指出《建筑抗震设计规范》GB50011-2010 （简称抗规）具体条文规定的一些问题.
文献[2]全面介绍了抗规对最小地震剪力系数取值规定的背景，再次强调了“当不满足规范最小地震剪 力系数限值时，对楼层剪力乘以放大系数，只是提高了构件承载力，并不能解决结构体系不合理的间题， 应通过调整结构布置、减轻结构质量和提高结构刚度来解决”.
文献[3]从大量超高层设计经验出发，指出“由于结构高度高，周期长，剪重比一般难以满足规范要求”， 提出“剪重比限值与特征周期相关联”、“剪重比限值按结构周期分类进一步细分关联”、“通过调整结构总 剪力和各楼层水平地震剪力以满足最小剪重比要求”等建议.
文献[4]从功率谱概念出发，指出抗规中“楼层最小地震剪力系数仅与地震影响系数的最大值相关，与 文献[5]推导出规范最小剪重比限值的内涵是"对应II类场地，质量M，期T的单质点结构，在T=3.5s 时的基底剪力对最小剪力限值：T=5.0s时，此限值为0.88M质量时单质点结构的最小基底剪力”，给出 了其他类别场地的最小剪重比建议值，指出了“欲通过调整结构刚度或重量来满足规范剪重比要求是十分 困难的”，“适宜的方法是通过周期折减系数，增大楼层地震剪力，当仍不满足要求时，可将不满足楼层处 的地震剪力按规范要求放大（不传递），以满足规范要求”.
文献[6]按抗规及SRSS振型组合法推导出剪重比为“各振型地震影响系数平方与各振型参与质量系数 平方乘积之和的二次方根”.
指出：“想要通过调整结构的质量和刚度，以改变计算的最小剪重比，是困难 的且代价高昂的” 文献[7]推导出一维弯曲型和剪切型的匀质悬臂梁的剪重比公式，也指出“剪重比是否满足规范限制， 代“剪重比”控制.
作者摘介：李舒（1970-）.男，博土，教授级高工
文献[9]通过对某超高层结构采用两种不同的剪力系数控制方法（A：方案满足抗规最小剪重比的要求： B：对不满足的楼层进行剪力放大来满足规范要求）的案例研究表明，“虽然大震弹塑性分析A、B性能相 当”，但“A的构件尺寸明显大于B，A的材料用量和设计难度均高于B”，“抗倒塌分析表明，B比A反 而具有更高的抗倒塌安全储备”.
综上所述，基本上可以得到三点一致性的结论： （1）剪力系数是结构的本来属性，其大小并不能判定结构方案的优劣： （2）剪力系数最小值应当与场地类别挂钩： （3）不满足规范最小剪力系数，在保证结构构件内力和位移要求的前提下，不应（也很难）通过调 整结构方案（质量和刚度）来达到规范要求，应该直接进行地震力放大处理，以保证结构具有相应的安全 储备.
本文拟通过结构动力学、反应谱理论和结构抗震设计原理等基本理论体系，得出底部剪力系数的物理 表达，便于进行直观定性分析：进而探讨应该在结构抗震设计中如何使用这个限值，及如何改进最小底部 剪力系数的标定.
1底部地震剪力系数 Chopra将各振型底部剪力等效原则，构建出各振型对应的单自由度系统，来阐释反应谱理论".
依据此思想，可以采用对振型分解反应谱法的底部剪力等效的原则来构建一个等效的单自由度系统， 此系统的底部剪力等于原多自由度体系，其等效质量Meff等于原系统质量M.
与Chopra的方法不同的是， 本文不关注各个振型，而直接对经过振型组合后（无论是何种组合方法，SRSS或CQC）的最终结果（底 部剪力）进行等效.
这个单自由度系统，反应谱法给出的底部剪力为： vefl = aeff Mg (1) 其中：aff是在反应谱曲线对应周期rff的地震影响系数，g是重力加速度.
总可以找到这样一个等效周期reff来在反应谱曲线上对应αff，使得v等于原系统振型分解反应谱 法得到的底部剪力V.
利用Teff=2π√M/Keff关系，也就可以找到等效的刚度Kelf，本文不需要求出等 效刚度.
根据基本的结构动力学常识，对于一般结构，动力特性主要由第一振型控制，第一振型的参与质 量系数比高阶振型要大得多（假设第一振型的参与质量系数可以达到50%以上的话一一这对建筑结构一般 不是间题，只要结构顶部不存在特别柔的类似“桅杆”的部分），那么等效周期T"If与原结构的第一周期 （即：基本周期）T的关系为： reff ≥T (2) 一般情况下，式（2)都是取大于符号，在原结构是单自由度体系时会相等.
而且，第一振型参与质量系 数越小，Teff相比T就越大.
这也就是抗规底部剪力法（5.2.1条）中对结构等效总重力荷载采用了85%的 总重力荷载代表值，来对多质点进行计算的原因.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 根据抗规对地震底部剪力系数的定义，对这个等效单自由度系统来讲，底部剪力系数表达为： GMg =aff (3) 式(3）揭示出：任何结构的底部剪力系数都是反应谱曲线上的地震响应系数的对应值.
根据式（2），可以得知，一般情况下： α ≤a (4) α为T对应的地震影响系数值.
同样，第一振型参与质量系数越小，αff相比aα就越小.
结构自身的特性，如质量分布、刚度分布和结构阻尼比，可以看着是地震剪力系数的“内因”：设计 反应谱的具体形式，是可以视为地震剪力系数的“外因”.
由此可见，反应谱法得到的底部地震剪力系数除了是结构自身特性的反映之外，更是反应谱曲线形式 的直接作用结果.
α aeff T reff 图1设计反应谱曲线上的等效地震影响系数 基于反应谱理论，是无法得出底部剪力系数的“合理”的限值范围（如文献[8]给出了一个例子，说明 严重不符合结构设计基本力学概念的倒质量、刚度分布，却能“更好”地满足规范剪重比的要求）.
任何 结构都可以找到一个对应于反应谱曲线的αff.
换言之，不能从aff的大小来衡量结构的“优劣”：只要给出了一条具体的反应谱曲线，就能得到对 应的αlf，如图1所示.
图1还说明了这样一个道理：如果对最小底部剪力系数的标定，恰好是反应谱曲线上基本周期的地震 影响系数值，那么对于实际的多自由度结构，就会不满足这个标定值.
抗规就是采取Ⅱ类场地对最小值进 行标定的，详见3、4节.
2关于反应谱理论 扶长生教授对反应谱理论进行了概括：反应谱理论的杰出贡献在于它结合了随机理论和确定性分析 方法，把地震波的频谱特性、结构的自振特性以及地震作用和效应三者有机地联系在一起.
反应谱理论的 数学模型是Guass随机过程，基本假定是，一条地震记录波为Guass随机过程集合中的一次事件，设计反 应谱是按平稳随机过程理论统计平均的“连续分段光滑”曲线.
按平稳随机过程进行振型组合，振型分解 反应谱法得到的地震反应是Guass随机过程集合的期望值.
在廉价的个人电脑出现之前，反应谱法是线性地震分析的标准方法.
虽然反应谱法存在其固有的缺陷（如，反应谱法得到的响应量是其期望值，因此多个响应量之间并不 存在物理关联：反应谱法的结果依赖于坐标系的选取，对位移量也不能进行矢量合成，而且对扭转严重的 但，目前绝大多数国家和地区都采用反应谱法进行结构的抗震设计，各国设计规范对复杂结构都有时程分
随着时程记录的丰富与完善，计算机处理速度和存储量的提升，时程分析将逐步成为 抗震工程的主要方法.
特定场地上的一条地震加速度时程记录都可以通过从时域到频域的变换来得到对应的加速度反应谱 （指定阻尼比），因此，对于一个结构和一条地震时程记录，时程法和反应谱法得到的结构最大响应在随 机过程意义上是一致（注意：是这条时程记录变换的反应谱，而非设计反应谱：且结构为线性系统），这 是反应谱法的数学基础（可参见文献[12]第15章中时程、SRSS和CQC振型组合的数值对比）.
同样，一 条加速度时程记录可以通过积分得到相应的速度时程和位移时程（需要对起始和终止的速度和位移进行归 零处理），理论上讲，线性时程分析采用加速度、速度或位移输入，得到的结构响应是一致的.
反应谱是Fourier谱在结构抗震工程意义上的简化，且用到了如下近似关系： Spv( ) =S( ) (5-1) Spa ( ) = ²S( ) (5-2) 上两式中，SaSpuSa分别是位移谱、伪-速度谱和伪-加速度谱（通常，工程上将“伪-”和下标p省 略：而且是相对位移谱、相对速度谱和绝对加速度谱的简称）：，∞分别是单自由度体系的阻尼比和圆频率.
显然，对于长周期明显的地震记录，采用加速度反应谱，由于乘以²的结果，可以完全“消除”记录 中的长周期成分，这就是加速度反应谱针对长周期问题“力不从心”的根本原因2.
基于“近些年的地震中，大多数结构倒塌与软场地有关”的事实，不少学者建议“应该考虑使用相对 位移谱作为基本形式来进行地震作用计算”12.
以位移为基本变量进行动力平衡方程的求解并没有实质数 学上的难度，但要收集整理位移时程记录，并将其转换为可实施的设计位移反应谱确实是一项浩大的系统 工程.
现实可行的做法是：对于常规的工程设计问题，还是采用加速度反应谱方法，因为国内外已经积累了 几十年的丰富经验：对于复杂工程问题（包括场地），应补充时程分析计算，特别要注意对包含长周期成 分的时程记录的选取.
但，对特定地震记录的时程分析结果，采用设计反应谱的结果去“校正选波”，逻 辑上讲是不对的，因为对于这些特殊的时程记录，设计反应谱本来就没有“覆盖”：之所以要采用时程分 析，就是对设计反应谱的补充.
工程上遇到的长周期问题，如果采用不同输入形式（加速度、速度或位移）的地震记录，时程分析得 到的结果基本一致.
逐步直接积分法的结果取决于输入的地震波自身的频谱特性，反应谱法取决于输入的 设计反应谱特性（当然还受制于反应谱法本身的假定，如式（5-1）和式（5-2)）.
如果时程记录或设计反应谱 自身都没有长周期的特性，逐步积分法或反应谱分析自然得不到长周期结构应该有的响应输出.
反应谱法的核心在于设计反应谱曲线的形状.
时程记录与反应谱之间可以找到两个重要的对应关系：1）加速度时程记录的最大值，等于加速度反 结构的相对位移为零：2）位移时程记录的最大值，是相对位移谱的S.
（∞)，揭示出对极长周期系统，绝 对位移接近为零，相对位移谱将收敛到位移时程记录的最大值，这就是结构隔震的物理基础.
文献[4]从功率谱概念出发，指出了我国设计规范反应谱中存在的缺陷，提出将“反应谱第一下降段按 按T-的规律下降，第二下降段按T-²的规律下降”的建议（这也是美国规范的反应谱形状）.
当然文献[2] 也说明了规范对第二下降段采用直线下降的原因（“人为地提高了长周期段加速度反应谱值”，换句话，为 了提高长周期结构的抗震设计安全度）.
3底部地震剪力系数的最小限值 从底部地震剪力系数的表达（式（3）和式（4））和对反应谱理论的回顾，可以看出，从反应谱理论本身是 不可能得出这个最小限值规定的合理解释，当规定的最小限值A（7）与反应谱曲线a（7）存在交点（此时周期
所以，抗震设计中的最小底部剪力系数标定与设计反应谱曲线的最小值是“不相干”的：前者是对反 应谱法求得的底部剪力的一个安全性阔值限定：后者是具有较严密理论体系的地震响应求解方法的“外部 因素”.
其实，规范及条文说明和相关解释文章中都已经表明“由于地震影响系数在长周期段下降较快，对于 基本周期大于3.5s的结构，由此计算所得的水平地震作用下的结构效应可能太小：出于安全的考虑，提出 了结构总水平地震剪力及各楼层水平地震剪力最小值的要求”.
因此，规定最小剪力系数的目的，实 质就是为了确保结构具有足够的结构抗震（强度）安全度.
也就是说，剪力系数的最小限值是一个与社会 经济水平相关的一个安全阅值，与反应谱曲线本身的最小值及结构自身特性没有直接物理关联，只是对结 构的反应谱分析结果进行最小底部剪力修正的安全保障而已.
任何针对最小底部剪力系数而要调整反应谱曲线的尝试，既违反反应谱自身的理论，同时也是因果关 系倒置.
美国相关规范（如UBC1997，IBC2000-2012，ASCE7-05）的相关规定（也可以参阅文献[2]、[8]、 [9]对此问题的引述），最小底部剪力系数为 Cs = maxi(0.044Sps/ 0.01) (6) 其中：Sns为短周期设计反应谱加速度参数，1为结构重要性系数.
美国规范中，如果反应谱求得的底部剪力小于最小底部剪力要求（式（6）），则要对反应谱求得的各层 剪力进行相应的放大处理.
（注：这与我国抗规的调整思想是不同的，美国规范的判定原则是底部剪力最 小值，然后全楼放大处理，相当于对整体地震作用进行了放大） 可以看出关国相关规范对此问题处理的原则和简洁性.
而且随着性能化设计在理论和实践上的深入， 美国TBI最新发布的高层建筑设计指南中已经给出使用性能目标替代最小底部剪力系数的指导意见.
4规范对最小底部地震剪力系数的相关规定 4.1规范对最小限值的规定 抗规5.2.5条的规定m1，表面上是取：当T≤3.5s时，Amin=0.20αmax：当7≥5.0s时， Amin=0.15αmax：中间线性插值.
其实，抗规是采用ⅡI类场地（T=0.35s）来利用反应谱对最小底部地震剪力系数进行标定的：当 T≤3.5 s时，Amin=α（T=3.5）：当T≥5.0s时，Amin=0.88a（T=5.0)（可以验证，这相当于对应 T=6.0s时的地震影响系数值，即Amin=α（T=6.0)）：中间线性插值.
（文献[5]对此进行了另外一种解读.
需要指出的是，其中对当T≥5.0s时，相当于“内置”质量为0.88M”的结论是基于这样一个假定：结构 等效质量只影响地震作用力计算，不对周期有影响-一这相当于规范对底部剪力法的处理.
） 本文不涉及到对规范最小限值的具体数值讨论（相关对比可参见文献[8]），只对此限值的物理概念及 其原理进行分析（可对比美国规范的式（6)）.
下面结合工程实践的经验，及抗震工程的基本原理，来对抗 规的规定进行相关讨论.
型因子”也是这个概念的拓展）.
也就是说采用振型分解法来求解动力方程，不论是反应谱法还是振型叠 判断的基础就是底部剪力（这就是文献[6]11]推导出剪重比公式与振型参与质量系数相关的内在原因：换 言之，振型参与质量系数是采用单位基底加速度得到的，而反应谱法的底部剪力系数是采用反应谱加速度
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李想、徐其功等-大高宽比高层建筑结构风效应试验研究.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文2014年 大高宽比 高层建筑结构风效应试验研究 李想 ，徐其功 ，许伟3 1.华南理工大学土木与交通学院，广东广州510640：2.广东省建科建筑设计院，广东广州510502：3.广东省建筑科学研究院，广东广州，510502） 摘要：以中山市蒂森电梯试验塔为例，该建筑高247.3m，风荷载是控制性荷载：通过多点同步测压风洞试验，并 结合时域和频域分析方法进行风效应分析计算.
首先计算了惯性力法得到的各层等效静风荷载和风荷载时程分别 作用下结构的位移响应，并分析了典型风向的结构响应特性：同时以330”风向的风洞试验时程数据为基础，进 行了气动力功率谱密度分析：最后分析了阻尼比参数的选取对结构风致响应的影响.
结果显示：对于该高层建筑 的风致响应计算仅考虑基阶振型的贡献是可以近似满足工程精度要求的：加速度计算时横风效应与位移计算时的 横风效应相比较大，但数值表现均不明显：本文给出了结构阻尼比与控制性风向风致响应的定量关系.
关键词：高层建筑：风洞试验：风致响应：功率谱：风荷载 1引言 在很多情况下，结构受到的横风向风荷载较顺风向小，尤其对于对称结构，横风向力一般可以忽略.
然 而对于一些大高宽比的柔性结构，横风向可能会产生很大的动力响应，是顺风向效应的几倍甚至十几倍，当 结构估算不足时，可能导致结构严重破坏：如《建筑结构荷载规范》“GB50009-2012所述“建筑高度超过 150m或高宽比大于5的高层建筑可出现较为明显的横风向风振效应，并且效应随着建筑高度和建筑高宽比 震设防烈度7度筒体结构的最大适用高度：同时，试验塔的最大高宽比达9.81，不满足《建筑结构荷载规 范》附录H.2.1第二条的要求，无法通过规范方法计算结构横风向等效静风荷载：试验塔0~114m（15层以 下）为混凝土筒中筒结构形式，外部筒体止于114m，114m-247.3m仅保留内部筒体，整体结构体系定性为 筒体结构：试验塔在初步设计阶段综合考虑结构方面减少横风效应，建筑方面满足使用空间和垂直运输要 求，采用六边形楼层平面形状.
试验塔的整体模型图和典型楼层的立面图见图1所示.
综上所述，该试验 塔存在大高宽比、高度超限、平面不对称、立面较大收进、运用规范方法求取横风向等效静风荷载和顶部 加速度不符合适用条件等特点.
通过定性分析可知：试验塔高度大，且广东是台风多发地区，结构的风致 响应较大，可能存在舒适度问题：较大的高宽比可能引起结构较大的横风向风振效应，而结构平面的大削 角和立面的收进可以减弱横风效应.
为了将上述定性问题定量化、更准确的进行结构设计和风效应研究， 进行了多点同步测压风洞试验：并结合时域和频域分析方法对该结构的风效应进行计算：最后分析了阻尼 比参数的选取对结构风致响应的影响.
作者简介：李想（1991.02），男，工学硕士
风洞试验共 考虑了24个风向角（0°~360°之间每隔15°为1个），采样频率312.5Hz，采样点数为4096个：风洞试验风 向角示意如图3所示，各塔楼结构坐标轴及方向定义与所提供的结构模型一致.
2.2结构分析模型参数 该项目位于广东省中山市郊区，地面粗糙度类别对应我国《建筑结构荷载规范》的B类，是集观光、 试验、地标性建筑为一体的超高层建筑.
基本风压值w按照规范规定取值：承载力计算取基本风压为 0.715KN/m²，变形计算取重现期为50年0.65KN/m2，舒适度计算取重现期为10年的0.35KN/m2：阻尼比 的取值：承载力计算时取0.05，舒适度计算时取0.02.
为了后续风振响应计算分析顺利快速，在三维空间 模型的基础上，采用自由度缩聚（刚性楼板假定）的方法将原结构简化，即每层只考虑三个自由度（XY.0）， 由表1可知三维空间模型和缩聚模型自振周期相差不超过3%，因此采用简化模型不影响分析的精度.
表1结构振型信息 阶数 原周期/s 周期/s 频率/Hz 振型表述 1 5.400 5.325 0.188 x向平动 2 4.558 4.483 0.223 Y向平动 3 1.959 1.905 0.525 第一扭转振型 4 1.803 1.755 0.570 平扭精合 5 1.544 1.523 0.657 Y向二阶平动
Frxc .. Fr.x(c csu ) 式中：C为风压系数，由风洞试验得到：W，为风洞试验参考点的风压：a为测点法线方向与X方向 的夹角：L为测点/控制的水平长度：D为扭力臂，即测点到扭心之间力臂的距离.
风压合力Fr5的单位 为kN/m，表示沿高度方向每米的值；扭矩7的单位为kN-m/m 表示沿高度方向每米的值.
再根据风压高度变化规律对风压进行插值计算，可得到高层建筑各结构层上的风压合力时程.
在插值 计算过程中，可以认为临近楼层上的体型系数相同，仅风压高度变化系数不同，因此可求得建筑物各个楼 层上的风荷载FxxF如式（4）~（6）.
FxxFr()D) FF(()D) -0() D 式中：Fxxr对应于结构层的风压合力（单位为kN);z对应于结构层的扭（单位为kNm);*表示结构层的 层数；n表示风洞试验截面的参考层；h为结构层层的高度；A为风润试验参考层n层的高度；D为结构层k 层的层高.
根据上述理论及公式计算得到高层建筑各个楼层在不同风向角作用下的风荷载时程，据此采用通用有 限元软件ETABS2013进行结构风致响应的时域分析.
除了时域方法外，参考我国荷载规范以及分析高层结 构风致响应的常用方法，主要基于随机振动理论的频域方法进行结构的风振响应计算叫均：结构的等效风 荷载和基底倾覆力矩计算采用惯性力法，风振加速度响应分析采用考虑模态耦合的CQC方法计算.
本文充
3.2位移响应特性 将各层的等效风荷载和气动力时程分别作用在三维模型的质心处计算结构位移响应统计极值.
图4为 阻尼比取5%，50年重现期风压作用下，结构顶部质心位移随风攻角的变化.
由图中可见，两种方法得到 域计算结果要小于等效风荷载作用结果，两者最大相差12%（X向330°）和5.5%（Y向0），这是一个可 以接受的误差： X方向的最大位移发生在90*和270*风向，分别为-409.61mm、410.85mm，均为顺风向振动为主的风 向角：Y方向的最大位移发生在210°和330°，分别为-249.82mm、313.15mm，这两个方向为小角度斜吹， 位移响应不完全是横风向振动，这两个风向下的y向平均位移分别为-147.4mm、184.7mm.
图4结构顶部质心最大位移 为分析位移响应的频谱特性，取330°风向角下的顶部质心位移响应为例.
图5为330风向下顺风向和 横风向的项部位移响应时程曲线，将位移响应时程通过傅立叶变换转化为位移响应功率谱，如图6所示， 从两方向的功率谱曲线可以看出都为单峰值曲线，并且峰值对应各自方向的基阶平动振型，从面说明高阶 振型对位移响应贡献较小，因此在频域计算位移响应时仅取基阶振型可以近似满足工程精度要求.
ise 10² 10 K 200 1x向标型0.188m -均位移功车向位标功车道 定 se 10² 190 10 治型1.22% 10′ 10 10 9.5 f (bs) 15 图5330°风向位移响应时程 图6330°风向位移响应功率谱 3.3加速度响应特性 按照10年重现期风压，阻尼比取2%，计算结构顶部加速度响应.
根据CQC频域方法和时域计算加速 度响应时程并统计各风向下的极值的方法，表2给出了24个风向角中的加速度最大统计值.
从表中可以看出：X向最大加速度为0.171m/s²（30*和330*），Y向最大加速度为0.168m/s²（285°）， 三个风向角均为小角度斜吹引起的横风向振动且均满足规范的舒适度要求.
此外，为与位移响应功率谱特 性对应，探究加速度响应的频谱特性，对加速度响应时程函数进行傅立叶变换，图7给出了330*风向角下 顶部质心点的加速度功率谱密度函数.
由图中可以看出：在对数坐标下，高阶模态似乎对加速度响应贡献 较大，高频部分出现多个峰值：但是在线性坐标系下，仅基阶模态对应的能量较大，高阶模态对应的能量 很小且和基阶模态能量数量级差别较大，因此高阶模态对加速度响应的贡献几乎可以忽略，可见对于本结 构采用基阶模态计算加速度响应是近似精确的.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 位移响应和加速度响应特性表明：（1）即使对于高度接近250m，高宽比达到9.81的高层建筑，无论 是位移响应还是加速度响应，无论是顺风向还是横风向，只考虑基阶振型的影响足以获得精度足够的结构 风致响应：（2）该试验塔有较大的高宽比，定性规律表明结构可能存在较大的横风效应，然而由以上位移 和加速度响应可以看出结构的横风效应并不明显，这其中的原因可能是结构平面形状和立面变化引起横风 向旋涡脱落频率改变引起的.
为了进一步解释该现象，本文进行了气动力荷载谱分析.
表2顶点加速度最大值 顶点质心加速度/m/s2 L.8K L8K(6 风向角 30° OEE 285° VA x 时域 0.187 0.2 0.081 向 频域 0.171 0.171 0.073 1P0 时域 0.139 0.145 0.166 18-0 向 频域 0.1 0.113 0.168 LB-04 L8-9 0 $T 图70风向项点加速度功率谱密度函数 3.4气动力功率谱密度特性 本节旨在3.3节的基础上进一步分析作用于该结构表面的气动力荷载的频谱特性和结构的横风效应， 因此只采用330风向角的数据进行计算分析.
根据风润试验获取的风压系数通过数值积分计算可以得到基 底力系数时程，通过傅立叶变换得到广义力功率谱密度函数，见图8：图中坐标采用无因次化形式表示， 其中横坐标为折算频率回.
两条竖线（1和2）分别表示计算结构位移和加速度的结构一阶无因次固有频率 （=DiV.为结构一阶频率），由于重现期风压不同，因此计算加速度的固有折算频率高于计算位移的固 有折算频率.
竖线2较1更接近该峰值频率，从而说明在330°风向角下，加速度计算采用10年重现期的 风压值得到的固有折算频率更接近结构的涡脱落频率（其无因化值为斯托罗哈数，约为0.2），使得加速 度响应中横风向的涡激振动贡献更多，其加速度响应的横风效应进一步加强.
这也是330*风向角下50年 风压重现期对应的位移计算时横风效应较小，10年风压重现期对应的加速度计算时横风效应较大的主要原 因：同时，从图中可以看出无论加速度对应的折算频率还是位移对应的折算频率，其数值均和结构的旋涡 脱落频率有一定差别，此处解释了为什么该试验塔没有较为明显的横风效应.
以上分析可以得出：调整使 结构横风向基阶频率远离旋涡脱落频率，可以达到减小大高宽比高层建筑横风效应的目的：而结构的旋涡 脱落频率主要和结构的参考长度、平立面外形有关.
因此在大高宽比高层建筑方案设计阶段可以通过调整 结构体型、平立面的变化、结构的削角等措施，以显著减小结构的横风效应.
² 2.494×10~ 0.2 f.Dj 0.4 0.6 0.8 图8广义力功率谱密度函数 4抗风设计参数阻尼比的影响 本文用于计算结构位移响应和等效风荷载的阻尼比参考规范的取值为5%.
如果采用不同的阻尼比，
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李志山、和雪峰等-高层建筑弹塑性动力时程分析的新型软件方法.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文2014年 高层建筑弹塑性 动力时程分析的新型软件方法 李志山 ，和雪峰 ²，曹胜涛2 （1.广州建研数力建筑科技有限公司，广州510170：2.广州大学，广州510006） 提要：准确分析高层建筑在不同地震水准作用下的工作性能，是高层建筑抗震性能化设计的核心，各设计分 析软件所采用的分析模型和算法简繁不同.
本文介绍了一套基于全新GPUCPU硬件架构的干万自由度级高层 建筑结构动力弹塑性细粒度并行分析软件一PKPM-SAUSAGE.
软件采用健壮的有限单元模型、先进混凝土弹塑 性本构和高效的时程积分方法，实现了精细化大规模结构非线性地震动力时程响应数值仿真的目标.
软件与常 用设计软件无缝衔接，使复杂的大震分析成为善通结构工程师能快速胜任的桌面化工作任务.
关键词：高层建筑，弹塑性动力时程分析，PKPM-SAUSAGE，异构计算 1前言 性能化抗震设计要求对结构及构件在地震作用下的非线性性能作细致的量化评估".
我国《建筑抗震 设计规范》和《高层建筑混凝土结构技术规程》对建筑结构的地震位移、变形和内力等性能指标提出了量 化的控制要求.
要实现这些性能设计目标，理想的方法是实施精细的结构弹塑性动力时程分析，这已成为 研究和应用领域的共识.
然而，如何实施有效的结构弹塑性分析，以获取尽可能细致可靠的结构抗震性能 评价，长期以来却不得不面对来自分析模型、分析方法、软硬件架构等多方面的限制因素.
2高层建筑结构精细化非线性地震时程分析的思路 高层建筑结构非线性地震时程分析的模型、方法和软硬件架构，是相互影响的三个方面.
早期较为简 化的模型与算法，主要强调工程概念的合理性与正确性，来源是对试验现象和震害调查的总结.
随着计算 能力的增强，出现了更加灵活细致的算法和模型，设计分析能够掌握的性能指标也趋于多样面具体.
进行结构地震受力性能的非线性全过程分析，首先必须有往复荷载下材料或截面性能的本构关系，也 即地震恢复力模型2.
以往，钢筋混凝土结构地震恢复力模型多定义在楼层或构件的宏观层次.
楼层的恢 复力模型适于整体结构的抗震概念分析.
梁和柱的构件恢复力模型主要描述塑性铰的地震滞回受力特性， 目前在不少设计软件中均有应用，有双线性、三折线等常用形式.
剪力墙的构件恢复力模型主要应用于等 效梁、多垂直杆、多弹簧元件等剪力墙简化分析模型中.
这些宏观层次的地震恢复力模型具有概念简明的 特点，通常有着较为丰富的试验依据，但往往又容易受到试验情况的影响和限制，难以推广到复杂多样的 应用形式，并还存在多轴耦合分析等困难.
如果从整体结构的分析方法看，塑性较等宏观层次地震恢复力模型的产生和应用与传统结构矩阵分析 方法有密切关系.
在结构矩阵位移分析等传统结构矩阵分析中口，一个构件通常就是一个分析单元，刚度 矩阵也以构件为基础显式写出，弹塑性刚度往往通过修正构件弹性刚度而获得.
随着有限元结构分析技术 的发展和普及应用，一个构件通常划分多个单元，单元又采用多项式插值和积分处理，使描述更为细致的 构件弹塑性状态成为可能，同时也存在此必要.
为此，恢复力模型至少需要建立在截面层次.
截面层次恢复力模型有两种类型口.
其一，是依据试验建立构件截面位移、变形与内力的关系，如Coulgh 三线型等，但存在的间题与塑性较模型类似，而对板壳构件尤为不可行.
其次，是截面积分方法：对截面 基金项目：长江学者和创新团队发展计划资助，编号：IRT13057 作者黄合：李志山（1966一），男，博土，教授.
国家千人计划特聘专家.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 上的点应用弹塑性本构，经截面积分（求和）获得刚度、内力等宏观物理量及其非线性关系.
采用截面积 分的梁通常被称为纤维梁，板壳称为分层壳”，它们早在上世纪五六十年代就被应用于结构弹塑性分析， 只是圈于当时的计算条件未能得到充分发展.
在理论上，梁、板、壳构件的截面刚度和内力，正是基于平 截面假定对材料点模量与应力的积分结果，因此这一方法是现代计算条件下对构件基本力学模型与方法的 回归.
截面积分方法还被用于传统塑性铰模型中塑性区域截面内力-变形关系的计算，称之为纤维铰模型.
当然，截面积分方法也存在局限，受平截面假定的限制，它不便体现钢筋与混凝土的相互作用，是一种刚 度组合式的钢筋混凝土材料非线性分析方法，适宜描述的弹塑性状态也以压弯耦合为主.
但另一方面，应 力-应变层次材料本构的研究显然更容易实施，而且成果丰富，便于应用：积分计算又不受多种材料组份及 具体截面形式的限制，适宜面豁然拓宽.
因此，截面积分方法是当前梁（柱）、板、壳宏观构件实现应力- 应变层次上精细化分析的有效途径.
早在2004年，本文第一作者利用现代CAE软件ABAQUS的梁、板、壳构件截面动态积分功能，研 究开发了基于ABAQUS的大规模结构动力弹塑性分析成套技术，实现了高层结构在应力-应变-材料损伤层 次上的精细化分析，先后应用于国内CCTV新大楼、上海环球金融中心等数十项重要高层、超高层结构的 罕遇地震抗震性能评估，获得良好效果”.
但这一成套技术，也有其局限性，主要问题是应用门槛相对过 高、软硬件成本较高，不利于广泛推广.
结构大规模精细化弹塑性分析必然导致计算规模的显著增长，更追论地震动力时程分析中数以万计时 步的任务重复.
这对计算机软硬件架构提出了新的发展要求.
基于对以往成功经验的反思，本文第一作者 根据计算机硬件技术的最新发展动态，研究开发了基于CPUGPU高性能异构架构的大规模结构精细化弹 塑性动力时程分析新型软件系统PKPM-SAUSAGE（以下简称SAUSAGE）.
测试和验证表明，SAUSAGE 的算法策略健壮高效，分析结果精细可靠，软件组织具有实用性和专业针对性，并在弹塑性动力时程的规 模和速度方面取得明显突破.
3大规模动力弹塑性分析软件SAUSAGE的技术特点 3.1CPUGPU高性能并行计算 并行计算是超大规模结构计算分析的必然技术途径.
传统的并行计算，主要是基于微机集群 （PC-Cluster）的并行模式，主要基于任务分块，通过消总传递编程接口（MPI）实现微处理器（CPU）进 程之间的组织和通信.
CPU处理任务的能力固然强大，但从硬件发展的进程看，决定CPU处理任务速度 的时钟频率进一步快速提升已面临瓶颈，曾经预言的摩尔定律不复重现.
在此情况下，要通过PC-Cluster 并行模式提高问题求解规模和速度，意味着要增加机群建设的成本.
以ABAQUS多CPU并行分析为例， 根据笔者经验，百万自由度规模的结构模型，采用ABAQUS-Explicit实施30秒地震波作用下的弹塑性动 力分析，若要在6小时以内完成，至少需配置48个CPU，单核频率不低于2.4G，内存不小于32G，再加 上维护成本和使用技术门槛，并非一般设计单位所能普遍承受.
CPUGPU高性能异构计算是近年兴起的新型并行计算技术.
CPU擅长处理不规则结构和不可预测 的数据存取模式，以及递归、分支密集型和顺序执行型的任务.
GPU，即显卡，则擅长处理规则数据结构 和可预测存储模式，任务处理具有天然的细粒度并行特征，通常是千万个线程同时并发，在光影处理、医 疗成像、基因分析等领域有广泛应用.
如果让CPU处理分析流程的管理调度和数据高速缓存，GPU则处 理规则简单的底层计算，则将能够实现优势互补，可使整体分析效率获得数量级的提升，并只需要市面常 见的单机配置-Nividia公司最先发展了基于GPU的高性能计算技术，推出了CUDA编程平台.之后，Nividia 和AMD等公司均推出支持新一代支持CPUGPU高性能异构计算的编程平台OpenCL.
SAUSAGE是基于CPUGPU异构架构开发的新型结构分析软件，并行模式具有显著的细粒度特点.
为在CPUGPU架构上实现高层建筑大规模精细化弹塑性动力时程分析，SAUSAGE对结构弹塑性动力时 程分析的有限元模型、算法和数据结构等进行了系统的重构与创新.
对此，SAUSAGE规划了以下六个方
上述由GPU执行的分析任务，根据GPU的架构特点对数据格式进行优化设计，避免出现错误和低效 的数据访存，计算整体流程的调度和大块数据的管理则由CPU完成.
总体上，SAUSAGE实现了千万数量 级线程任务的快速并行分析.
3.2SAUSAGE的截面类型和材料模型 SAUSAGE中杆件的截面按用途分为以下几类：钢筋混凝土、型钢、钢管混凝土、钢骨混凝土的梁截 面、柱截面、斜撑截面，以及方钢管形式的边缘构件、虚梁等辅助构件截面，同时也允许用户自定义截面 形式.
弹塑性动力时程分析中，杆件截面均采用截面精细积分处理，混凝土采用单轴损伤塑性本构， 钢筋、型钢及钢管等采用单轴双线性随动强化本构.
SAUSAGE中钢筋混凝土墙板的钢筋以单向配筋率作为输入参数，仍采用单轴的双线性随动强化本构.
内嵌钢板及纯钢板墙采用基于Von.Mises屈服准则并考虑随动硬化的金属材料平面本构，屈服后为理想弹 塑性，卸载不考虑刚度退化.
墙、板构件的混凝土材料采用平面的损伤塑性本构模型，但截面积分处理有 所差别.
板构件混凝土的面内受力（膜内力），按整体一层进行弹塑性分析，而面外（弯曲内力）则保持 弹性.
剪力墙的混凝土则细分多层（默认6层），每层均按平面应力模型进行弹塑性分析，以完整体现面 内面外受力的弹塑性耦合效应.
这样的处理，符合墙、板构件各自的受力特点，也符合工程概念.
关于混凝土材料损伤塑性本构，近年来在学术和工程应用领域获得了广泛关注，而ABAQUS软件也 应用了这一混凝土模型.
混凝土塑性损伤本构理论是由Lubliner等l和Lce等首先建立和完善的，它能 好地反应在不大于55（5倍单轴极限压应力）范围内的静水压力下混凝土材料的力学行为，适用于建筑结 构中通常使用的混凝土材料.
其基本特征如下：1）反映不同的压拉屈服应力（受压屈服应力约为受拉屈 服应力的10倍甚至更高）：2）反映受拉软化行为、受压硬化及软化行为：3）反映不同的拉压刚度退化特 征：4）反映往复加载时的刚度恢复现象：5）具有率敏感性，特别是应变速率较大时峰值强度有所提高.
值得一提，《混凝土结构设计规范GB50010-2010》依据我国学者的研究成果，在附录中加入了一种混 凝土损伤塑性模型.
附录中混凝土损伤塑性模型骨架曲线上一点的应力应变关系如下式： 6= (1-d)Ee (1) 其中，d为损伤指标，E为初始模量，6、e为应力和应变.
易知，上式对损伤指标的定义利用了该点的割 线模量E（=o/e）： d = 1 - E / E (2) 而Lubliner等应力应变关系采用下式： = (1 - d ) E (c - e) (3) 其中为塑性应变或等效塑性应变，含义是采用该点的弹性卸载刚度E（=o/（e-）定义损伤指标：
而在弹塑性状态分析中，则采用Lubliner等所提出的屈服函数、非关联流动法则 和Drucker-Prager流动势函数，应力更新采用完全隐式的Euler向后积分算法.
此处恐繁不述.
单铂受控 单轴受压 双轴受拉 -agpi-a 双轴受压 ap)=a 图1混凝土平面损伤塑性模型屈服面 3.3SAUSAGE的单元类型 低阶次有限单元模型在弹塑性分析中容易获得较好的数值稳定性，精度可以通过型加密得到保证.
为此，SAUSAGE所采用的单元基本上以线性及双线性单元为主，通常选择的单元尺寸也在0.5m左右.
表 1列出了软件中各类构件的适用单元类型.
表1SAUSAGE构件与单元模型对应表 构件类型 单元类型 主梁、柱、斜撑 2结点12自由度厚薄通用梁单元 次梁 2结点12自由度欧拉梁单元 一端钦接梁 2结点较接梁单元 边缘构件、虚梁、连梁纵筋、两端铰接梁、两端铰接斜撑2结点桁杆单元 楼板、剪力墙 3结点18自由度厚薄通用平板壳元 4结点24自由度厚薄通用平板壳元 表1中梁和板壳单元的结点均具有6个自由度，能够全面地描述构件的空间受力行为.
其中，板壳单 元普遍考虑了面内旋转自由度.
关于面内旋转自由度，一般认为主要用于描述板壳的面内刚体转动行为.
旋转自由度的参与与否可使分析结果存在不小的差异，对基底剪力和楼层剪力的影响尤其不容忽视.
对此， SAUSAGE依据Belytschkol2和龙驭球3等的研究工作，参照ABAQUS等成熟软件，对旋转自由度作了 合乎工程概念的假设和处理，并进行了测试验证.
SAUSAGE中，除保持弹性假设的受力行为外，进行弹塑性计算的有限单元模型均采用了单点积 分.
单点积分不仅有助于够提高单元的稳定性和通用性，而且对大规模并行分析意义重大，一是可减少历 时量存储，二是能提高算法的并行度.
但单点积分必然导致附加零能模式（即沙漏模态），使计算结果失 真.
这一间题，在上世纪八九十年代就引起了Belytschko等有限元研究者的重视，提出了多种附加沙漏 刚度矩阵和沙漏力的方法，不仅使零能模态得到有效抑制，同时也使单元模型能够在单点积分的情况下获 得很高的计算精度.
SAUSAGE采用先进的方法对单点积分单元进行了有效的沙漏控制，并进行了严格验 证.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 为保证剪力墙和楼板的有限元网格剖分质量，SAUSAGE除控制单元尺寸，还采用高效的网格自动生 成技术.
实施预处理后的设计模型，利用Delauney方法或循环内缩铺路法及结构化四边形网格剖分方法进 行多次细化选代，最后再由Laplace算法实施优化，效果示意如图2.
图2最终网格效果示意 3.4SAUSAGE的动静力求解方案 SAUSAGE具有高层结构模态分析和分层加载施工过程仿真的功能，这些任务涉及到大规模线性代数 方程组的求解问题.
基于矩阵分解的传统直接解法，算法并行度通常较低，为挖掘实现GPU线程细粒度 并行计算的潜在效率，软件采用选代法解法求解大规模线性代数方程组问题，研发了两种基于预处理共轭 梯度法的选代求解器，并对CPU调度和GPU访存做了专门优化.
测试表明，SAUSAGE的大规模线性方 程组选代求解器的计算效率高，并仍有进一步优化和提升的空间.
动力方程的直接积分求解是结构弹塑性动力时程分析的核心.
动力方程的求解向来有隐式和显式之 分，关键区别在于时域差分的形式".
虽然Newmark等传统隐式解法在工程中的应用由来已久，但在大 个大规模非线性代数方程组，存储量和计算量极大：二是弹塑性选代的收敛性难以控制，固然可以通过弧 长法等加以改善和控制，但至今仍缺乏具有通用性的解决途径.
弹塑性间题的隐式求解在形式上虽也较符 合工程师所谓“平衡方程求解"的概念，然而往往由于不易实现顺利求解，导致最终结果存在准确性隐患.
与隐式方法相比，显式直接积分方法表现为相邻时步间的递推计算，刚度矩阵不必显式存储，而是转 换为不平衡力.
如果采用集中质量矩阵，还可实现自由度之间的解耦，大大有利于细粒度并行计算.
然面， 显式直接积分方法在时域上是条件稳定的，因此必须要求差分步长小于临界稳定步长，亦即差分格式的谱 半径，它与结构刚度的特征参数有关.
以加速度二阶中心差分为代表的显式直接积分方法在波动问题求解 中的应用也由来已久，ABAQUS-Explicit、LS-DYNA等CAE软件还将显式动力求解方法应用于高速碰撞、 动力接触及流变成型等高度非线性的问题中.
上世纪八九十年代起，Belytschko等l就针对有限元动力方 程的显式求解作了系统研究，其中包括对求解结果可靠性的论证.
为充分发挥GPU细粒度并行的优势，SAUSAGE采用基于加速度二阶中心差分的细小稳定步长显式直 接积分方法，所依据的基本方程如下： （1M M -c Mu 了1 Cu-s (r²2△ r²）（△r²2r） (5) 式中，M为集中质量矩阵，C为阻尼矩阵，Q.为等效外力（包括基础加速度激励），K为刚度矩阵，Ku 即为：时刻等效内力.
其中，SAUSAGE中的阻尼C允许采用Rayleigh阻尼，也可采用进行了时频转换的 模态阻尼，后者可避免了通常的刚度阻尼问题困扰.
上述算法均经过了严格验证.
在动力求解过程中，SAUSAGE采用UL（UpdatedLagrange）格式考虑了大位移几何非线性效应，能
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李志会、王立长等-桩顶预留沉降间隙提高桩土复合地基中土利用率技术.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 桩顶预留 沉降间隙提高桩土复合地基中土 利用率 技术 李志会 ，王立长 ，邱旭光”，左清林”，刘楠” （大连市建筑设计研究院有限公司，大连，116021） 提要：本文结合实际超高层结构的桩-土复合地基基础设计，充分利用桩间强风化土层较高承裁力，发明了桩顶预 留沉降间隙提高桩土复合地基中土利用率技术，减少基桩用量，缩短施工工期.
应用通用有限元分析软件ABAQUS 建立土层三维有限元实体模型，上部结构与下部土体整体建模，考虑上部结构刚度影响，考虑施工模拟分层加载 影响，该技术包括三个关键因素：桩顶预留间隙量，强风化土层变形模量，褥垫层变形模量及厚度.
关键词：超高层结构：检顶预留间隙量：桩土复合地基：土层三维有限元实体模型：变形模量 1引言 对于超高层结构地基基础设计，当天然地基土承载力不满足要求时，一种方法是采用桩基础方案：另 一种方法是采用复合地基方案，对天然地基进行处理，形成人工地基，同时利用基桩及地基土的承载力.
常规复合地基处理有效地提高地基承载力，调节地基变形.
存在以下两个特点2：1）桩体刚度比周围 土体的刚度大，桩体承担较多荷载，桩间土承担荷载较少，天然地基土承载力利用率并不高：2）在筏板 与桩土间设置一定厚度褥垫层，地基土和基桩同时承受荷载，没有时效差.
本文结合实际工程及桩-筏基础、复合地基基础方案特点，提出一种新型的适用于超高层结构复合地基 基础处理技术，即"桩顶预留沉降间隙提高桩土复合地基中土利用率技术”.
该技术适用于天然地基土虽具 有较高承载力但仍不能满足地基承载力要求的情况.
2工程概况及地基基础处理技术的提出 2.1上部结构概况 该工程项目总建筑面积160557m²，地上部分建筑面积136318m².
共分为A、B、C、D四部分，南、 北塔地上分别为A、B座，建筑面积均为59144m²，41层，主体部分地上建筑高度为199.50米：中部为C 座，总建筑面积为18030m²，31层，主体部分地上建筑高度为151.45米：D为地下部分，总建筑面积24021 m².A、B座塔楼为框架-核心筒结构：C座塔楼为钢筋混凝土剪力墙结构.
A座、B座与C座依靠连接构 件连接为整体.
建筑效果图及首层结构平面图分别如图1、图2所示.
2.2原基础方案 本工程原基础方案采用桩-筏板基础.
基桩主要布置在A、B座塔楼核心简剪力墙，外围框架柱下及C 座塔楼的剪力墙下.
A、B座塔楼核心筒及C座塔楼的剪力墙下筏板厚度为3m，基桩直径主要为1300mm 和1500mm：其他区域筏板厚度为1.5m，基桩直径主要为1100mm和1300mm.
基础平面布置及桩基分布 分别如图3、图4所示，基桩主要分布在框架柱及核心筒剪力墙下.
2.3工程地质概况 根据地勘报告及现场实测结果地基土主要为板岩，地基土物理性质如表1所示，土层分布及厚度如图 6所示.
本工程中不同测点处地基土的物理力学性质离散性较大，土体分布不均匀.
根据基桩检测要求，在每 个桩位处进行钻孔勘测以确定基桩持力层深度，得到整个场地土层的分布情况.
每个勘测点对应于基桩位 置，共计118个勘测点.
作者简介：李志会（1987-），男，硕士，助理工程师
强风化板岩地基承载力最高值为700KPa，而设计要求地基 承载力需达到1000KPa.
根据以往基桩和地基土同时受力的基础处理方法，桩间土的利用率并不高，于是 提出让这部分土体预先受压，到达其强度、产生一定的变形后再利用桩的承载力，即地基土与基桩受力存 在一定时间差.
这样既可以充分利用桩间土承载力较高特点，又能有效较少基桩数量.
在桩顶面与筏板底面间设置一定预留间隙量，桩顶与筏板底初始状态不接触，随着上部结构荷载的增 加，地基发生沉降变形，上部荷载先由地基土承担，当沉降量大于等于预留间隙量时，桩顶与筏板底开始 接触，桩基开始提供承载力，通过设置不同的预留间隙量，调节桩、土荷载分担比例，使地基承载力和变 形满足要求，桩、土受力合理34.
3计算模型 3.1有限元模型 本次计算分析采用通用有限元分析软件ABAQUS，该软件是国际上公认最好大型通用分析软件之一因.
形的影响，并进行施工模拟分析，真实模拟各阶段结构的受力状态，动态监测地基土应力变化情况.
结构 整体有限元模型及地基土三维实体模型分别如图5及图6所示.
图5结构整体有限元模型图 6土体三维实体有限元模型 3.2计算参数 （1）本构模型 上部结构和基桩均采用弹性模型，相关参数根据规范取值.19L2.
强风化和中风化土体采用 Mohr-Coulomh本构模型1314.131，其物理力学性质如表2所示.
考虑土层分布的不均匀性及施工现场的实测 2
表2计算采用的地基土物理力学参数 地基土类型 变形模量 摩擦角 内聚力 泊松比 密度 E0(MPa) （度） (kPa) (Kg/m²) 强风化 70-100 30 30 0.39 2245 中风化 31200 0.36 2600 注：表中70-100代表强风化土层上部一定厚度采用E0=70MPa，其余部分采用B0=100MPa （2）桩项预留间隙量模拟方法 设计中在预留间隙中填充苯板材料，通过实验测得材料应力-应变曲线.
数值计算中输入实测数据，模 拟填充材料.
桩顶预留间隙量构如图7所示，间隙量随施工加载步的变化曲线如图8所示.
随着施工进程， 预留沉降量减小，苯板材料的压缩量增加至预留间隙量后趋于稳定，从而准确模拟桩项预留间隙量.
20 10 0 01234567891011 加载步数 图7桩项预留间隙量构造图 图8间原量随施工加载步的变化曲线 图7中：1-地基土，2-筏板，3-预留间隙（间隙量为S），4-基桩，5-基桩钢箭 （3）计算分析假定 为提高数值计算效率，结合实际情况在模型处理和计算中引入如下假定：1)不考虑桩与土体之间的摩 阻，桩单元与土单元间脱离：2）基桩材料与中风化岩石弹性模量一致，简化起见基桩底部嵌固于中风化板 岩中：3）不考虑开挖后基坑回弹效应影响：4）不考虑自重应力的影响.
3.3模型验证 本工程结构除采用大型有限元通用分析软件ABAQUS计算分析外，还采用了国内应用广泛的结构设 计软件SATWE进行计算对比.
结构竖向总荷载对比如表3所示.
底层部分墙、柱在竖向荷载作用下轴力 对比，如表4所示.
核心区3米厚筏板沉降变形对比，如图9所示.
表3结构竖向总荷载对比（单位：KN） 软件 ABAQUS PKPM 竖向总荷载（KN） 4300000 4100000 表4竖向荷载作用下底层墙、柱轴力对比（KN） 柱号 ABAQUS PKPM 墙号 ABAQUS PKPM Z1 34100 37678 10 42670 57329 22 080 Q2 1019 Z12 37250 Q17 26630 22061 Z15 34250 35071 Q20 16840 22347 Z16 41980 42045 Q21 17370 19881 Z17 42780 43628 Q22 17500 19976 Z18 32190 34902 Q23 18600 22574 Z19 35790 38521 Q28 27790 21326 Z21 38310 Q31 31510 36008 Z25 17910 23060 42280 Z28 33230 24288 Q56 38980 6161 Z29 33310 23631 Q59 33960 30360 3
由表4可见，墙、柱构件竖向轴力总和 基本一致，只有局部墙、柱轴力相差较大，这是由于考虑筏板变形导致内力在墙、柱间重新分配的结果.
（a） PKPM 沉降 （b)ABAQUS 沉降 图9 PKPM与ABQUS 筏板沉降对比 由图9可见，二者计算的整体沉降分布趋势大致相同，最大沉降均发生在A、B塔楼的核心筒体区域： 在计算数值上，ABAQUS的计算结果比PKPM的计算结果偏大，可以保证ABAQUS计算结果的安全性.
4数值分析结果 本文主要研究内容：桩项预留间隙量选取，加褥垫换填区域土模量及厚度选取，地基土变形模量选取 等.
其中桩顶预留间隙量的选取分为两种情况：桩顶预留统一间隙量，桩顶分区预留不同间隙量，根 据分析结果，确定最优桩顶预留间隙量.
4.1桩顶预留间隙量的选取 预留间隙量的选取直接影响到地基基础的受力变形性能.
间隙量过小，桩间土承载力利用率不高，无 法满足设计要求：间隙量过大，桩间土变形过大，筏板受力过大配筋量增加，综合考虑各因素的相互影响， 设定不同的间隙量，通过大量试算，最终确定合理的预留间隙量.
（1）桩顶预留统一间隙量分析结果 以下仅就桩顶预留间隙量为40mm和20mm两种工况，对比分析不同间隙量下地基基础受力变形特点.
筏板沉降变形、地基土应力分布、筏板及基桩应力分布如图10～图14所示.
（a）间原量40m （b）间除量20mm （a）间隙量40tm （b）间原量20mm 图10不同预留间除量筏板沉降变形/m 图11不同预留间隙量地基土应力分布/Pa （a）间隙量40tm （b）间隙量20mm （a）间除量40mm （b）间隙量20mm 图12不同预留间除量筏板项部应力S11分布/Pa 图13不同预留间除量筏板底部应力S11分布/Pa
在 筏板沉降变形较大区域设置沉降监测点，不同预留沉降量下监测点沉降变形量随加载步的变化曲线如图16 所示，图中天然地基是指未设置基桩的情况.
60% 50% 加载步 0mm 01234 5678910 11 40% 20mm. 0 30% 40mm ww/ -10 20% 20 -20 -30 0mm 501 -40 2 0% .50 40mm 78910 -60 天然地基 -70 图15桩分担荷载比例随加载步变化曲线 图16监测点沉降变形量随加载步的变化曲线 可见，设置不同的桩顶预留间隙量，地基基础受力变形状态不同.
可得如下结论： a.随着预留间隙量的增加，地基土应力增加，桩应力减小，基础最大沉降量增加.
预留间隙量的大小 对地基基础的受力变形起很大调节作用.
b.随着预留间隙量的增加，筏板应力分布趋势大致相同，高应力区分布范围扩大： c.A、B塔核心区筏板底面、C塔筏板顶面及筏板边缘顶面均出现不同范围的拉应力区：其中B塔塔 核心区筏板底面拉应力沿板厚度分布深度和数值都较大.
d.地基沉降呈现明显不均匀性.
A、B塔核心简区强风化岩层厚度较大，沉降变形较大：B塔核心区 右侧沉降变形明显大于左侧.
e.不同工况下土体应力分布整体趋势大致相同，在中风化埋藏较浅或露头位置处出现明显应力集中现 象，可通过设置一定厚度的褥垫层消除应力集中现象.
根据分析结果，有必要分区设定不同桩顶预留间隙量，调节地基土沉降不均匀带来的不利影响.
（2）桩顶预留不同间隙量分析结果 根据地基不均匀沉降分布情况，分区采取不同桩顶预留间隙量，在沉降较大区域设定较大间隙量：在 沉降较小区域设定较小间隙量.
通过大量试算，确定合理桩-土荷载分担比例.
以下仅就其中三种工况给出 分析对比结果.
分区示意如图17所示，不同区域预留间隙量工况如表5所示.
表5不同区域预留沉降量工况 Ⅱ区 Ⅲ区 V区 (mm) (mm) (mm) (mm) JX1 10 20 40 30 JX2 15 20 40 30 JX3 20 (25) 30 35 30 5
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李强、韩娜娜等-质量集中方式对结构地震作用影响的实例分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 质量集中方式对结构地震 作用影响的实例 分析 李强 ，韩娜娜 ²，井彦青！
（1.青岛腾运设计事务限公司，青岛266000：2.青岛酒店管理职业技术学院，青岛266100） 摘要：对结构进行地震作用分析时，需要将质量集中到柱子的结点上，是采取集中到柱子上结点的方式还是采取集 中到柱子上下结点的方式，没有统一的规定.
文章通过河南某三层框架结构进行SAP、ANSYS、PKPM、YJK进 行了建模分析，讨论了不同的质量集中方式对结构地震响应影响，为以后相关的工程分析提供了借鉴.
关键词：SAP：ANSYS：PKPM：YJK：质量集中：地震作用 1引言 《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）规定“抗震设防烈度为6度及以上地区的建筑，必须进行抗震 设计”.
在多遇地震作用下，建筑结构普遍使用的地震作用计算方法为底部剪力法和振型分解反应谱法.
在计算地震作用时，需要将柱的质量集中到柱的结点上.
常用的质量集中方式有两种，第一种方式是将质 量集中到柱的上结点（图1），第二种方式是将质量集中于柱子两端结点（图2）.第二种方式不计入第一 层下半部分的质量，故结构的总质量比第一种方式偏小.
由公式（1）可知第一种方式计算得到的周期会 比第二种方式有所延长，从而影响了地震影响系数的取值，进而影响了地震作用的大小.
第一种方式的总 质量比第二种方式偏大，当地震影响系数取值相同时，第一种方式的地震作用计算值偏大.
T=2π√m/k (1) 图1质量集中于上结点示意图 作者跨介：李强（1986），男张士，工程师
PKPM、YJK采 用质量集中于上结点的模拟方式.
SAP、ANSYS为一般的通用有限元程序，采用质量集中于上下结点的模 拟方式.
2工程概况 本文模型实例为河南某三层框架结构.
柱间距为8.4m，层高均为5m.
柱尺寸为0.5mX0.5m.
梁尺寸 为200mm×500mm.
三层顶部为泳池荷载较大.
该结构的空间形态如图3所示.
图3某三层框架空间形态 该工程所处地区的场地土类别为三类，抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第一组.
通过建立该工 程的SAP、ANSYS、PKPM、YJK模型，采取不同的质量集中方式.
分析不同的质量集中方式对结构地震 响应的影响.
3结构分析模型的建立 分别采用SAP、ANSYS、PKPM、YJK建立三层框架部分的有限元模型.
模型的混凝土容重取为 25kN/m²，结构阻尼取为0.05，特征周期取为0.45.
地震作用采用振型分解反应谱法求解，振型组合方 法采用完全二次项组合方法（CQC组合），振型计算个数均为9个振型.
该结构分析均以图4中A柱底层柱底内力为分析对象进行分析研究.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 柱A 图4一层结构布置图 为了确保模型的一致性，首先计算三个模型在自重作用下的内力响应，得到自重作用下柱底轴力如表 1所示.
表1自重作用下柱底轴力 YIK PKPM SAP ANSYS 1420 1421 1421 1422 注：单位为kN.
从表1结果可以看出，三个模型柱底内力极差为0.1%.
可以认为三个模型在结构形式上一致.
4质量集中方式对结构地震响应的影响分析 4.1质量集中方式对结构基本自振周期的影响 利用YJK、SAP、PKPM、ANSYS分别对三层框架进行模态分析.
四种软件的基本周期计算结果如表2 所示.
从表2的结果可以看出，质量集中于柱上结点的计算方式计算所得的基本周期T比质量集中于柱上下 结点的计算方式求得的基本周期T有所延长.
原因在于采用质量集中于上结点的计算方式，会使m增大， 由公式（1）知周期会有所延长.
周期的不同会影响地震影响系数的取值.
表2不同模型基本周期计算结果 YJK PKPM SAP ANSYS 0.56 0.57 0.51 0.51 0.57 0.51 注：第三行为对应列均值，表中数值单位为s. 从地震影响系数曲线（图5）可知，0.57和0.51均处于地震影响系数曲线的下降段，由公式（2）求的 α=0.0647，α=0.0715.质量集中于柱上结点的计算方式求得的地震影响系数比质量集中于柱上下结点 的计算方式求得的地震影响系数大约为10%.
α = (T /T)nαx (2) 从图5可知如果采用两种方式计算的周期全都处于地震影响系数曲线的平台段时，则不会影响地震影 响系数的取值.
当两种方式计算的周期不全都处于地震影响系数的平台期时，周期的不同会影响地震影响 系数的取值.
当T=T.时，周期不同造成的地震影响系数的取值的差异最大.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 n-a a=(T/T)n;mar 0.45.. α= [n0.2-n:（7- 5T ）] amx 00.1 Ta T T 57 6.0. 图5地震影响系数曲线 4.2质量集中方式对结构地震作用响应的影响 三层框架为规则的多层框架结构，为剪切型结构.
在水平地震作用下基本不会引起柱子的轴力的变 化，所以选取柱底内力M、V为参考指标，进行结构地震响应分析.
利用YJK、SAP、PKPM、ANSYS分别对三层框架进行X向地震作用下内力计算.
其中YJK、SAP 采用质量集中于柱上结点和质量集中于柱上下结点两种方式分别计算，计算结果记为YJK、SAP.
四种软 件的计算结果如表3所示.
表3地震作用下内力结果 内力 式 YIK PKPM SAP ANSYS 一层柱底 M 612.4 595.6 5918 595.5 一层柱底V 78.5 75.9 74.4 二层柱底 M 243.6 238.1 224.1 235.0 二层柱底V 0 67.6 68.6 869 三层柱底M 77.3 63.0 67.8 三层柱底V 58.7 56.7 514 50.3 注：M，V分别为在X向地震作用下X方向剪力和烧Y轴弯矩 将质量集中于上结点的计算方式求出的M、V取平均值为M、V上，将质量集中于上下结点时求出 的M、V记为M、V上.
计算结果如表4所示.
绘制曲线如图6所示.
表4地震作用下内力结果均值 方式 M M7 v y7 一层柱成 604.0 593.6 77.2 75.7 二层柱成 240.9 229.6 68.8 69.2 三层柱成 77.3 65.4 57.7 50.8
但是三层柱底截面M、V的绝对值较小，所以对工程实际配筋影响并不是很大.
一层柱底截面采用两种集中方式得到的M相差1.7%，V相差1.9%.
质量集中于上结点的计算方式略大于 质量集中于上下结点的计算方式.
质量集中方式引起的内力差值百分比，从上到下逐渐减小.
采用质量集 中于柱上结点的方式和质量集中于下结点的方式得到的结构在地震工况下的内力对于本工程而言影响不 大.
原因从图1图2可知：在暂不考虑地震影响系数的前提下，对于顶层而言质量集中方式对于该层的总 质量影响最大.
对于其他层，当上下柱质量相差不大时，两种质量集中方式对于该层的总质量影响不大.
质量集中于上结点虽然会增大质量，使地震作用增大，但是这种集中方式也会使结构的基本周期延长，使 地震影响系数取值可能减小，从而减小了地震作用引起的内力.
在两种因素的共同影响下，对于该三层框 架而言，两种方式对于最终结构的配筋计算影响不大.
5.结语 质量集中方式会影响结构的周期和各层的质量的大小，从而影响地震作用的大小.
质量集中于柱上结 点的方式会使周期延长，当两种方式不全都处于地震影响系数曲线的平台期时，质量集中于上结点的情况 会使地震影响系数的取值减小，从而减小了地震作用.
质量集中于上结点的计算方式相对于质量集中于上 下两结点的方式会使质量增大，从而加大了地震作用的影响.
但是在两种影响因素的共同作用下对于一般 的结构，质量集中方式对于结构的地震作用影响不大.
PKPM在计算质量集中方式确定质量分布时，柱是 集中到上结点，这种方式可以有效的防止局部振动的出现.
但是对于一般的结构而言，质量集中到柱的 上下结点更符合实际结构.
所以建议在当结构不会存在局部振动时将质量集中到柱的上下结点.
当结构存 在局部振动时将质量集中到柱的上结点.
参考文献 [1]田兴运.集中质量和均布质量相结合的底部剪力法[].工程建设与设计.2003(11):13-15. [2]陈岱林，李云贵等PKPM多高层结构计算软件应用指南[M]_-北京：中国建筑工业出版社，2010. [3]王珠海，董国辉，时维振，王小玉，国内乙烯生产透展[J].广州化工，2001 39(9)：46-53. [4]GB50011-2010 建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2002. [5]周克荣，顾祥林，苏小卒.混凝土结构设计[M].上海：同济大学出版社，2002.
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李建辉、刘军进等-超高层建筑幕墙层间位移角指标研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 超高层 建筑幕墙层间 位移角指标研究 李建辉 ，刘军进 ，张宏，孙在久，李冠军”，高毅” （1.中国建筑科学研究院，北京，100013；2.中建幕墙有限公司，北京.100037） 提要：本文通过对13栋我国典型的超高层建筑结构地震模拟振动台试验层间位移角结果的研究分析，表明现 行幕墙规范关于幕墙的变形能力大于主体结构弹性层间位移角3倍的规定，在大震情况下，超高层建筑募墙即使 具备该变形能力也存在安全隐患，因此，在参考现行相关规范的基础上，提出了超高层建筑募墙层间位移角指标 建议值，可供超高层建筑幕墙的抗震性能设计和评价参考.
关键词：超高层建筑，幕墙，变形性能，层间位移角 1引言 建筑幕墙是依附于主体结构的外围护结构，在地震作用下，它要能够承受主体结构对其造成的变形， 即建筑幕墙须具有平面内抵抗地震造成的变形的能力，通常用层间位移角这一指标来反映.
一般情况下， 罕遇地震作用下主体结构的层间位移角最大，根据我国的抗震理念，此时结构只要保证不倒场，作为外围 护结构的幕墙，不应该整体坠落，否则会给人们的生命和财产安全造成重大损失，因此，要保证幕墙在大 震下的变形能力U-2.
现行《玻璃幕墙工程技术规范》（JGJ102-2003）D、《点支式玻璃幕墙工程技术规 能取主体结构弹性层间位移角限值的3倍，但这样取值是否能够确定幕墙的变形已经进入了塑性状态，规 范对此比较模糊，也很少有相关研究.
主要原因可能有：①对建筑幕墙的研究不多，技术还不够成熟：② 目前在世界范围内对幕墙积累的震害实例比较少，因此对其抗震性能所采取的措施也不完善，但这并不能 证明幕墙的抗震性能没有缺陷.
已有研究表明：需要对建筑幕墙变形性能的评价指标进一步深入研究7， 以提升超高层建筑幕墙的抗震安全性.
本文通过典型超高层建筑结构地震模拟振动台试验层间位移角结果的研究分析，并参考目前现行相关 参考.
2超高层建筑结构层间位移角随高度变化规律分析 2.1超高层建筑结构工程 本文从已进行的典型超高层建筑结构地震模拟振动台试验结果中筛选出不同地震下主体结构的层间 位移角，分析其分布规律，并找出与归一化高度之间的关系，具体超高层建筑结构工程情况列于表1.
基金项目：中建股份科技资助（CSCEC-2010-Z-01） 作者美介：李建辉（1981-），男，博士，副研究员
心 元津用大届 图1高度不小于250m超高层建筑结构在大震下层间位移角与归一化高度曲线
（2）高度在150m~250m之间的超高层建筑结构 图4~6列出了高度在150m~250m之间的超高层建筑结构在大震、中震、小震下层间位移角与归一 化高度的曲线.
对于高度在150m~250m之间的超高层建筑结构，由图4~6可知：①在大震作用下，主体结构部分 层间位移角超过了幕墙规范的限值：②在中、小震作用下，主体结构层间位移角全部满足幕墙规范的限值.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 智电力通风大粮 上海世汽8%% 业大国 中 CASPA 2/20 图4高度在150m～250m之间超高层建筑结构在大震下层间位移角与归一化高度曲线 甘电力通讯大# 上 图5高度在150m～250m之间超高层建筑结构在中震下层间位移角与归一化高度曲线 中 - 下 图6高度在150m～250m之间超高层建筑结构在小震下层间位移角与归一化高度曲线
（2）结构类型不同，其层间位移角沿结构高度分布规律不同.
对于以剪切变形为主的结构，其层间 位移角峰值分布在结构底层附近：对于以弯曲变形为主的结构，层间位移角在中间层附近较大：对于以弯 剪变形为主的结构，层间位移角在底层和中间层较大，对于顶层附近较为薄弱的超高层建筑，由于鞭梢效 应，层间位移角在顶层附近也会出现突然增大的现象.
（3）对于大多数超高层建筑结构，在地震作用下的变形主要以弯剪变形为主，根据图7~9中发生弯 剪变形的结构的层间位移角沿高度分布特点，可以发现：在结构的底层附近，即归一化高度6在0.0~0.1 之间时，层间位移角较小：而当&在0.1~0.2之间时，层间位移角逐渐增大：当&在0.2~1.0之间时，层 间位移角较大，特别是顶部有明显薄弱层的超高层建筑结构，顶部层间位移角显著增大.
对于超高层建筑结构来说，中上部楼层的层间变形较大，这一部位的建筑幕墙的平面内变形应该满足 结果主体结构变形要求，所以有必要提高中上部楼层附近建筑幕墙的平面内变形能力，使其满足结构塑性 变形的需要.
电大# s era 心 上* 上海 图7大震下超高层建筑结构层间位移角随高度变化规律 2Me's - 图8中震下超高层建筑结构层间位移角题高度变化规律
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李力军、吴伟河等-佛山苏宁地标塔楼结构抗震设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文摘要 2014年 佛山苏宁地标 塔楼 结构抗震设计 李力军 ，吴伟河 ，刘萍昌，陈晓城 （广州华森建筑与工程设计顺间有限公司，广州510045) [摘要]佛山苏宁地标塔楼建筑高度318m，结构屋面高度264.790m，采用带加强层的框架-核心简混合结构体系， 为超B级高度超限高层.
本文介绍了该工程结构体系的特点、抗震性能化设计原则和方法、整体计算结果及罕遇 地震作用下的动力弹塑性分析结果.
对设计中的一些关键问题，包括结构的稳定性评价、非荷载作用下的变形分 析、BIM应用等进行了指述.
[关键词]超高层混合结构：抗震性能化设计：弹塑性时程分析：加强层：BIM应用 1工程概况 佛山苏宁广场由四组建筑群体环绕中央下沉广场组成.
北侧为购物中心，南侧至地块中心为三层高 步行商业街建筑物及空中连廊，西侧总部办公大楼，东侧为地标塔楼.
地标塔楼地下3层，地上63层， 建筑高度318m，结构屋面高度264.790m.
建筑效果如图1所示，典型办公及酒店平面如图2所示.
建筑结构安全等级为二级，结构设计使用年限为50年.
抗震设防类别为乙类，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0.10g，Ⅲ类场地，场地特征周期为0.45s.
50年一 遇基本风压为0.50kN/m².
塔楼部分结构采用了由钢筋混凝土核心筒，带有腰桁架（帽桁架）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的结构体系，其同抵抗水平地震及风荷载，提供必要的侧向刚度，满足层 间位移的要求.
腰桁架沿塔楼高度均匀分布，整合避难及设备层，分别设于22、38及55层.
根据《高 层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010)的规定，混合结构在7度地震区最大适用高度为190m，工程 高度超过规范限值76%，为高度超限的高层建筑结构.
2主楼结构设计 主楼采用带加强层的框架-核心筒结构体系，如图3所示.
钢筋混凝土筒体作为主要的抗侧力结构， 承担绝大部分的地震作用，外围主要承受竖向荷载及倾覆力矩，仅承受小部分水平荷载，作为抗震第二 道防线，形成双重抗侧力结构体系.
核心筒分为内外筒，在22层，取消外筒，角部剪力墙升至38层，内核心筒通高设置.
核心筒混凝 土强度等级C60~C40，主要厚度750mm~350mm.
为保证核心筒的抗震性能，在核心筒角部两侧设置上下贯 通的型钢，楼层处沿混凝土增体设置暗梁，大洞口连梁设计成钢骨混凝土梁.
外为配合建筑总体布置的要求，大部分外框柱跟随外立面轻微的倾斜，倾斜角度约为2度.
采用钢 管混凝土柱可增加框架的延性及轴向刚度，同时亦可减少柱截面从而提高使用率，以节省建筑材料及资 源，并减轻结构的自重.
钢框梁与外框柱刚接，面楼面梁均与外框柱刚接，与核心筒铰接.
在38层设置 一道一层高V型伸臂，伸普桁架神入并贯通核心筒墙体.
桁架上下弦杆均神入心筒墙体内，与墙内型钢 柱可靠连接，并在核心筒内设置斜腹杆，确保伸臂桁架与核心筒的刚性连接.
利用外框柱的轴向刚度来 作者简介：李力军（1968-），男，本科，高级工程师，一级注册结构工程师
腰桁架沿塔楼高度均 匀分布，加强外框竖向构件的联系，使得竖向构件协同工作，有效减少外框柱的剪力迟滞效应.
顶层设 置帽桁架，可以大大加强高区抗侧力刚度，更有利减少顶点位移，同时也可减少重力荷载、温度、徐变 产生竖向变形差.
楼板系统采用钢梁、钢筋桁架楼承板（核心筒内采用混凝土楼板）组成的楼板系统.
49001217 （a）办公标准层平面 (b）酒店标准层 图1佛山苏宁地标塔楼建筑效果图 图2地标塔楼平面概况 (b)22层核心简变化处细节 (c）38层伸臂析架布置示意 (a)整体结构示意图 (d）腰桁架布置示意 图3地标塔楼结构体系示意图 3地震动参数及抗震性能目标 不同多遇地震作用下的基底剪力和倾覆力矩的比较结果见表1，可以看出，小震时，采用安评反应谱 计算的地震反应比规范反应谱略大.
结合超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点的相关要求，小震 采用安评反应谱，中震和大震采用规范反应谱.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文摘要 2014年 表1结构底部剪力比较 对比工况 安评反应谱计算的结构 规范反应谱计算的结构 底部剪力（安评谱）/ 底部剪力（kN） 底部剪力（kx） 底部剪力（规范谱） X向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 小震弹性 19785 19632 19418 19145 1. 019 1. 025 本工程存在高度超限、部分楼板不连续和竖向刚度突变，根据本工程的超限情况，以及与业主的沟通 结果，选定本工程的抗震性能目标为C级，结构抗震性能水准选择如下：多遇地震下满足性能水准1要 求：设防地震下关键构件及普通竖向构件满足性能水准3要求：罕遇地震下至少满足性能水准4要求，各 性能水准结构预期的震后性能状况见表2.
表2性能设计要求与性能目标 地震烈度（50年超越概率） 多遇地震（63%） 设防烈度（10%） 罕遇地震（2%） 最低抗震性能要求 第1水准 第3水准 第4水准 允许层间位移角 1/500 1/100 核心筒底部加强区 弹性 抗剪弹性 抗剪不屈服 关键部位 及加强层上下层 正截面弹性 正截面不屈服 构 构件 与伸臂桁架相连的 弹性 抗剪弹性 抗剪不屈服 件 框架柱 正截面不屈服 正截面不屈服 抗 一般部位 一般部位核心简 弹性 抗剪、正截面不屈服 保证抗剪截面 震 构件 般部位框架柱 弹性 抗剪、正截面不屈服 保证抗剪截面 设 核心简连梁 弹性 受剪不届服 允许形成充分塑性较 计 其他部位 普通框架梁 弹性 受剪不届服 允许形成充分塑性较 目 构件 腰析架 弹性 抗剪、正截面不届服 允许形成塑性较 标 伸臂桁架 弹性 抗剪、正截面不届服 允许形成塑性较 桁架节点 不先于构件破坏 加强层及上下相邻层楼板 弹性 不屈服 允许进入塑性 主楼地上钢筋混凝土筒体及加强区间钢管混凝土柱抗震等级均为特一级，非加强区间钢管混凝土柱抗 震等级为一级，钢框架梁抗震等级为三级.
根据持力层条件，采用旋挖钻孔灌注桩基础，桩径1.4m，以稳定连续的微风化岩作桩端持力层，桩端 进入持力层深度不小于6.5m，桩长2428m.
由于持力层中或微风化岩风化不均匀，而且软硬夹层发育， 岩面起伏变化较大，须适当加大桩端嵌岩深度.
桩基础施工时配合桩位超前钻探，进一步查明桩端持力层 的完整性及连续性.
4结构计算分析 采用盈建科YJK（版本号：2013.1.4.3）作为主要弹性计算分析软件，ETABS（版本号：9.2.0）作 为辅助软件进行分析校核.
采用振型分解反应谱法计算结构在多遇地震和风荷载作用下的内力和位移， 4.1.小震下弹性计算 YJK与EATBS计算的前十阶模态基本一致，YJK分析时，结构前三阶振型分别为：T1=5.89s（Y向）， T2=5.79s（X向），T3=2.46s（扭转），结构的第一扭转周期与第一平动周期之比为0.42，结构扭转效应小， 满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010)第4.3.5条以及第9.2.5条中关于周期比的要求：同
地震 作用下结构层间位移角和位移比结果见图4.地震作用下，结构层间位移小于规范中1/500的要求.
结构 在考虑偶然偏心作用下的X、Y向位移比均小于1.2，结构抗扭转性能较好.
X向地当用下位移角 向单票行用下位事角 x向地票作用下楼层位移比 向集质行用F楼层位息比 40 0.0000 0.9010 星网位移身 0.0029 间位部角 00ele 12 131415 显居位移比 判他模比 sa 15 C1AB5位移角量营1/50 LA 图4地震作用下最大层间位移角及楼层位移比分布图 对于地标塔楼的弹性动力时程分析，根据抗震规范要求，在波形的数量上，将采用5组天然和2组人 工合成的加速度时程波.
在波形的选择上，在符合有效峰值、持续时间等方面的要求外，满足底部剪力及 高阶振型方面的相关要求.
弹性时程分析所得的基底反力计算结果如表3所示.
7组时程曲线主方向作用 下的基底剪力基本处于65%～135%之间，且平均值处于反应谱的80%~120%之间，满足规范的各项要求.
表3小震时程与反应谱基底剪力比较结果 方向 天然波1 天然波2 天然波3 天然波4 天然波5 人工波1 人工波2 平均值 基底剪力 （KN) 16826 18894 16126 17576 17480 19180 15309 17342 X 向 时称与反 应谱比值 84% 95% 81% 88% 88% 96% 77% %8 基底剪力 Y (KN) 15676 14543 16519 17631 16029 21603 18283 17184 向 时称与反 应谱比值 79% 73% 84% 89% 81% 109% 93% 87% 4.2.风荷载计算 塔楼整体位移控制采用50年重现期的风荷载，构件强度采用100年重现期的风荷载进行设计和校核， 计算舒适度时采用10年重现期的风荷载.
委托广东省建筑科学研究院进行本工程主要风润试验，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.
根据风洞实验，塔楼顶部使用楼层高度处，X向加速度为0.105m/s，Y向加速度为0.107m/s²，小于 《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.7.6条，结构顶点最大加速度限值0.25m/s的要求.
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.
YJK 计算模型中，风荷载作用下，X向层间位移角为1/621，Y向层间位移角为1/583，均大于地震荷载作用下 的层间位移角值，风荷载对结构侧移起控制作用.
4.3.大震下弹塑性时程分析 采用非线性分析软件ABAQUS进行动力弹塑性分析.
梁、柱及斜撑等杆件采用纤维梁单元，B31梁单 元模拟.
剪力墙：采用四边形或三角形缩减积分壳单元模拟即S4R及S3单元，分布钢筋利用ABAQUS中的
对混凝土构件进行 动力弹塑性时程分析，需要较为准确地考虑构件配筋对其承载力和刚度的贡献.
弹塑性分析中的配筋数 据均来自YJK软件的计算结果及规范构造和设计的要求，ABAQUS弹塑性模型的配筋参数与实际配筋较为 接近.
采用安评报告提供的一条地面设计谱人工波加速度时程记录、两组地面设计谱加速度时程记录（天然 波）进行计算，主体结构在三组地震波作用下的最大弹塑性层间位移角X向为1/120，Y向为1/124，均满 足规范要求.
结构的层间位移角曲线在加强层以及核心简收进上几层收进处有较大突变，其原因是由于腰 桁架、伸臂桁架的加强以及核心筒剪力墙的改变造成结构竖向刚度突变.
剪力墙的塑性发展主要位于核心筒收进部位以上三层（39F、40F、41F)的墙肢，经过多此调整，提高 核心筒收进部位以上三层（39F、40F、41F）的含钢率，且在这三层筒体外墙加设斜向交叉的型钢，墙体水 平及竖向钢筋配筋率提高至1.0%.
按此加强后，在同个地震波作用下，由图5可以看出，该部分剪力墙抗 压损伤大幅度减轻，效果很明显.
（a）加强前核心筒剪力墙 （b）加强后核心简剪力墙 （c）加强后内核心筒单片墙（d）加强后内核心筒单片墙 损伤情况 损伤情况 损伤情况 损伤情况 图5加强前后剪力墙抗压损伤对比图 1~38层钢管混凝土柱均未出现混凝土受压损伤，亦未见有钢材塑性应变：38层以上钢管混凝土柱出 现轻微混凝土受压损伤，但未见钢材塑性应变，外框柱抗震承载力足够.
加强层的腰桁架大部分构件未进 入屈服状态，只有伸臂桁架以及第三道腰桁架的少部分构件钢材进入塑性，且最大塑性应变3.02e-4远小 于2.5e-2，塑性应变较小，可以认为大部分伸臂和腰桁架杆件在大震作用下未进入屈服状态.
5整体稳定计算 高层建筑结构稳定设计主要是控制在风荷载或水平荷载作用下，重力荷载产生的二阶效应（重力P-
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李东方、刘楠等-大连城市经纬复杂结构设计研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大连 城市经纬 复杂结构设计 研究 李东方，刘楠 ，王立长，邱旭光 （大连市建筑设计研究院有限公司，大连116021） 摘要：本工程平面凹凸尺寸大于相应边长30%，属于凹凸不规则结构：结构在标高151.5米体型发生收进，刚度不连续：部 分墙肢在一层项进行转换，部分竖向构件不连续：连接处每三层设置连接楼板，但楼板需要开洞，对结构整体性及连接处受 力极为不利，为了保证结构的整体性，在两个设备层处加强连接，设备层连接处上下层相关范围采用钢支撑析架加强.
本文 通过多种有限元软件对结构进行了弹性、弹蟹性分析，分析了结构不规则部位对整体结构的影响：同时对不规则部位的受力 性能及相应节点做了详细有限元分析，对结构进行性能化设计.
根据分析结果，采取必要的构造措施保证结构的安全性.
分 析表明，结构的工作性能达到了设计的预期目标及规范要求.
关键词：结构不规则：连接部位：弹塑性分析：性能化设计 1工程概况 星海湾金融商务区XH-2-B地块（城市经纬）项目位于大连星海湾金融商务区，毗邻期货大厦、环球 金融中心、石油大厦.
建筑平面、剖面图见图1、图2，建筑三维效果图见图3. 本工程为钢筋混凝土框架-核心筒、剪力墙结构.
A、B座塔楼为钢筋混凝土框架-核心筒结构：C座 塔楼为钢筋混凝土剪力墙结构：楼面采用现浇钢筋混凝土梁板体系.
A座、B座在两侧、C座在中间，依 靠连接构件连接为整体.
图1平面图 图2剖面图 图3效果图 2结构体系不规则状况 2.1结构平面不规则 结构短边平面尺寸为48.4米，中间收进到18.45米，平面凹凸尺寸大于相应边长30%，属于凹凸不规 则结构.
结构在平面收进部位，即C塔与A、B塔结构连接处，每3层设置连接楼板，并且结构连接处楼板要 求开洞：其他部位层层设梁，无楼板，对结构整体抗震十分不利.
连接结构布置图见图4： 作者简介：李东方，1985.3，男，硕士，工程师
由于A、B塔与中间C塔结构连接处楼板开润，为了保证结构整体性，同时使A、B塔结构响应更好 的传递到C塔结构上.
A、B塔在两个设备层（即15、16与30、31层）设置加强构造措施与C塔结构连接， 构造示意见图5. TAT 图5结构连接加强部位布置图 C塔结构在一层项设置转换梁，转换上部槽型墙结构，造成竖向构件不连续，布置图见图1.
3结构分析 本工程超过目前国内有关规范规定的要求较多，为保证工程安全、经济适用，设计中从结构体系、构 件等采取增强措施，制订合理的性能化设计目标.
抗震设防性能目标见表1： 表1抗震设防性能目标 构件 抗震烈度 频遇地震 设防烈度地震 罕遇地震 底部加强区墙肢中震弹性：加 底部加强区、加强层破坏 偏拉偏压 弹性 强层及其相关范围层墙肢中 程度轻微：其他区域破坏 震弹性：其余部位墙肢中震不 程度可修复并保证生命 剪力瑜墙 屈服.
安全.
构件性能目 肢 抗剪 按抗震要求设计， 标 保持弹性 保持弹性 满足受剪截面控制 抗剪 弹性 弹性 条件.
抗剪 弹性 不届服 转换梁、柱 弹性* 保持弹性* 不屈服*
2.加强层：15层、31层.
加强层相关范围层：加强层上、下各1层.
3.带号表示计算时考虑经向地震作用组合.
3.1计算模型及参数取值 本工程计算采用的计算软件：PKPMSATWE2010版、ETABS9.7.1版.
计算分析模型见图6： (a)单体 SATVE (b)整体模型 （c）整体模型ETABS SATVE 图6分析计算模型图 3.2反应谱分析 A塔、B塔与C塔单独结构比较规则，受力体系比较明确.
根据专家审查意见，各部分单塔必须满足 各自抗震承载力要求，同时A、B与C塔连接成整体也必须满足整体抗震承载力要求.
结构设计需按两种 工况包络设计.
连接部位的设置，给各个单塔结构的受力体系造成较大的影响，且连接部位本身结构受力 情况比较复杂，因此有必要对连接部位对结构受力影响及连接部位本身进行分析.
3.2.1连接对结构整体反应影响 各个单塔结构的周期见表2，整体结构周期见表3： 表2各个单塔结构振型 结构单塔 第一周期（Y向平动） 第二周期（x向平动） 第三周期（扭转） A塔 5. 491 (s) 3. 818(s) 2. 905 (s) C塔 2. 795(s) 2. 527 (s) 1. 394 (s) 表3整体结构振型 振型 周期 第一扭转周期与平动周期的比值 SATVE ETABS SATVE ETABS 1 4.3853 4. 2673 2 3. 6591 3. 6958 0.831 0. 839 3 3.6441 3 5816 小震作用下，A、C塔最大层间位移角见表4： 表4A、C塔最大层间位移角 工况 计算模型 最大层间位移角 EX A塔 1/1315
结构顶点的最大加速度为0.130m/s²，满足规范要求.
A塔、C塔结构单独分析与整体结构分析结果比较可以看出，单塔结构位移角比整体结构模型大.
通 过连接部位增加了结构的抗侧刚度，使三个塔更好的协同工作，共同抵抗侧向荷载.
3.2.2连接部位反应 根据抗震超限审查要求，在三个区段各自的承载力均可满足中震性能要求的前提下，连接部位的性能 目标如下： 模型一：按仅在15层和31层等楼层上下楼板相连且连接部位楼板用零刚度板的连体模型，连接构件 （梁、桁架杆件、楼面水平支撑等，需延伸到墙体）承载力满足中震弹性.
模型二：按整体模型进行常规设计.
15层和31层连接加强部位杆件按模型一和模型二包络设计：连接部位的其他构件按模型二进行常规 设计，并满足性能化目标要求 1.连接部位传递的地震力 结构布置图见图5，模型一状况下加强层连接部位传递地震力见表5~7： 表5小震下加强层连接部位传递地震力 层数 1-1制面 2-2 剖面 X方向（KN） Y方向（KN） X方向（KN） Y方向（KN） 15层 1548 14099 2018 7705 16层 286 13793 772 6808 30 层 1095 12956 1470 6314 31层 747 16907 634 2529 表6加强层连接部位传递地震力（人工波） 层数 1-1创面 2-2 剖面 X方向（KN） Y方向（KN） X方向（KN） Y方向（KN） 15层 1687 14497 2234 7805 16层 949 14245 932 30层 1141 13056 1520 6298 31层 1189 16819 572 2716 表7加强层连接部位传递地震力（天然波1） 层数 1-1制面 2-2剖面 x方向 Y方向 X方向 Y方向 (KN) (KN) (K%) (KN) 15层 1000 11631 7959 6665 16层 1100 11847 995 6448 30层 1123 10041 1496 4926 31层 1189 12785 929 2318
模型二状况下加强层连接部位传递地震力见表8： 表8小震下加强层连接部位传递地震力 层数 A-A制面 B-B剖面 x方向 Y方向 X方向 Y方向 (KN) (KN) (KN) (KN) 15层 1379 10647 1851 8995 16层 905 11151 747 8479 30层 1065 8488 1425 8393 31层 999 16070 108 1593 模型二状况下，结构每3层设置连接楼板，层层设梁，由梁承担结构的连接力.
小震下各层连接部位 传递地震力见图7： 35 30 25 X方向剪力 层 20 Y方向剪力 15 10 5 0° -1000 9000 19000 剪力(KN) 图7小震下各层连接部位传递地震力 分析表明，考虑到结构层层设梁连接，加强层上下相关部位对加强层分担一定的比例，加强层连接部 位传递内力减小，构件内力也相应减小.
地震作用下连接部位的轴力基本上通过墙或柱后侧的梁通过轴力形式传递分散，对连接部位两侧墙或 柱的剪力影响较小.
2.连接部位构件内力 根据模型一及模型二分析结果，加强层连接部位根据两种模型计算结果包络设计，中震下杆件最大应 力比为0.7，满足中震弹性要求：同时弹塑性分析下结构构件也满足中震弹性要求.
取加强层连接部位上 下各一层的连接梁作为相关范围，中震下连接部位相关范围层连接梁轴力见表9： 表9连接部位相关范围层连接梁轴力标准值 杆件所在楼层 轴力 (KN) 14 432 17 466 30 229 注：荷披组合为 1.0D0 5L1.0Eh 计算结果表明，加强层相关范围连接部位连接梁内需设置抗拉钢筋或型钢地震所产生的轴向拉力.
3.3弹性动力时程分析 根据《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）要求，本工程采用SATWE弹性动力时程方法对结构 进行多遇地震下的补充计算.
选用两组S0176和S0184天然地震动和一组适合Ⅱ类场地土的人工模拟波 50y63%tcdzd的时程曲线，主分量峰值加速度为42cm/s2，次分量峰值加速度为35.7cm/s2，步距均为0.02s，
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朱春明-地基基础设计常见问题分析与探讨.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 地基基础 设计常见问题 分析与探讨 朱春明 （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100013） 摘要：由于地质条件差异性以及影响因素多样性，地基基础设计相比上部结构设计要复杂很多，不管是地基基确方案 选型还是计算分析方案确定，许多间题是没有明确答案的.
本文将一些常见问题，如上部结构刚度与荷载、地质资料使用、 基础方案选型及概念设计及基础分析计算等方面进行分析与探讨，供大家参考.
关键词：地基、基础、结构、抗水板 1引言 从发展趋势来看，建筑结构设计将使地基基础与上部结构以大结构的形式进行充分融合，同时突显各 专业的特色.
地基基础设计包含两部分内容，一是地基设计，二是基础设计.
地基设计属于岩土工程学科， 好比“中医”是经验学科，依据规范但又不可教条.
基础设计不仅是结构问题，由于与地基相连并与其相 互影响，必须对地基有深入、专业的了解后进行的结构分析是解决问题的方法.
许多地基基础设计人员对地基基础设计不是太了解，往往按照上部结构的概念理解地基基础，在工作 中会遇到一些“间题”无法解决.
太沙基曾说过“无论天然土体结构怎样复杂，也无论我们的知识与土的 实际条件有多么大的差距，我们必须利用处理问题的艺术，在合理的造价前提下，为土工结构和地基基础 问题寻求满意的答案” 本文将一些大家关心的问题提出与大家进行探讨.
2上部结构刚度与荷载 地基基础设计的目的是为上部结构提供可靠的平台，上部结构的刚度与荷载是地基基础设计的重要依 据.
问题1：荷载选择时上部结构活荷载折减系数是否考虑？
《建筑结构荷载规范》“5.1.2条活荷载按楼层的折减系数，明确提到设计墙、桩、基础时对表5.1.1 中规定的活荷载标准值进行折减，即活荷载标准值适当降低，而表5.1.1规定的其他系数如准永久值、组 合值、频遇值仍然正常执行.
本文观点：地基与基础采用的荷载都来自上部结构，应按同样规则进行处理.
在基础软件中用户在交 问题2：水浮力计算及抗浮校核时，基本组合计算配筋时水浮力的组合系数如何选择？
作者简介：朱春明（1966.8→，男，工学硕士，研究员
由于水浮力的特殊性，设计人员很难区分是永久荷载还是可变荷载，即使将它视 造价大大提高，有无必要？
本文观点：针对水浮力要有独立的组合系数，如果不能明确系数，为了使结构更加安全，可以对不同 系数的计算结果进行比较进行包络设计.
如果水浮力乘以组合系数后大于最高水位的水浮力，可以取后者 计算.
问题3：对于独基或桩承台荷载的是否按照共同作用概念进行调整？
上部结构传下的荷载是基于底层柱和墙是同定支座的假设，对于整体式基础可以通过考虑上下部结构 共同作用来进行二次内力调整.
从理论上说承台的沉降也会引起上部结构的荷载重新分布.
本文观点：规范对于独基或桩承台已经有明确的计算依据，表明只要沉降或沉降差满足规范要求，采 用不变荷载进行设计是安全的.
3地质资料 地质资料是地基基础设计的依据，勘察报告对结构人员来说如同天书，主要原因是内容多又不知如何 应用.
以任务为导向是处理复杂未知问题的方法，地基基础设计关心的是承载力、沉降及稳定性，水头标 高、土层分布、物理力学参数是分析的主要依据.
按图索骥逆向查找相关参数，在软件的帮助下进行设计.
问题1：土承载力的取值依据规范要进行深度修正及宽度修正.
在修正时遇到复杂情况，如裙房采用 部分抗水板，抗水板对土不能约束时如何修正承载力？
主楼采用筏基或桩筏，裙房采用独基或桩承台加抗水板可以节省造价，但是抗水板对土体不能构成约 束，无法深度修正，主体结构下承载力的取值问题是大家关注的问题.
本文观点：各地抗水板有不同的做法，如果板与土采取隔离措施，按规范不进行深度修正.
如果抗水 板刚度大，与土直接接触，可以进行深度修正.
问题2：桩承载力计算的依据是采用勘察资料数据还是采用桩基规范？
摩擦桩广泛应用于沿海地区，设计人员发现勘察资料提供的摩擦力比桩基规范提供的摩擦力要低，计 算的桩长、桩基造价相差很大.
通过工程桩承载力测试，发现桩基规范提供的承载力更加接近实测，造价 更低.
本文观点：以上两种只能作为参考，以实测为准，为了使方案经济安全，在方案设计前试打桩并进行 试桩校核.
问题3：Es值不同压力段值是不一样的，e-P曲线一般是针对某一土样的，如何取综合值？
《建筑地基基础规范》4.2.2：“地基土工特性指标的代表值应分别是标准值、平均值及特征值.
压缩 性指标应取平均值.
”如果对于同一土层的若干条曲线，可加以平均后提供土层的代表性的综合压缩曲线.
4基础方案选型及概念设计 许多设计人员往往认为基础设计比上部结构难，无从下手.
原因在于心中无物，无参照的经验.
如果 有人帮你完成基础方案，你只要完成软件操作计算，你就会觉得与上部结构一样简单.
基础方案选择时考 虑因素多，是概念设计范畴.
基础方案选择更是一门如太沙基所说的“艺术” 问题1：当有多塔楼或带裙房时，筏基重心校核时如何选择荷载及区域？
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 《建筑地基基础规范》8.4.2：“对单幢建筑物，在地质土比较均匀的条件，基础平面形心宜与结构竖 向永久荷载重心重合.
当不能重合时，在作用的准永久组合下，偏心距e宜符合下式规定： e≤0.1W/A 对于多塔楼或带裙房工程，为了防止各个塔楼的基础产生倾斜，对于各个塔楼及裙房要分开校核.
当设置后浇带时，筏基重心校核还应根据后浇带所围成的区域进行校核，以保证施工阶段基础不发生 倾斜.
问题2：对于一个建筑物如同时可否天然地基、复合地基、桩基等多种基础形式混用，如何保证基础 的调平？
建筑群分布区域大，建筑荷载、结构刚度及地基都可能不同，这种情况下通过有区别的加固地基土， 就自然成了变刚度调平.
为了保障基础调平，要重点把握以下3要点： （1）控制总沉降量.
对于桩基础务必选择较好持力层.
总沉降量小，差异沉降就小，这对调平基础 有着重要指导意义.
当土层较差时，则应用长桩，不能用短桩多桩数的方案.
（2）对于建筑群下的不同基础形式进行分区沉降估算.
对于天然地基、复合地基、桩基，各个规范 都给出各自的沉降计算经验式.
这些经验式也是统计回归的结果，具有一定准确度.
（3）对于没有把握的项目，设置沉降后浇带，先期释放一部分沉降差，从而减小封闭后的沉降差， 使得后期沉降调平.
问题3：后浇带设置是调节差异沉降，在后浇带设计时所要考虑的因素是否还包括对于沉降计算不确 定性的安全保障？
当上部结构荷载、刚度差异性大，地质条件、基础形式不同时，建筑物会发生差异沉降，设计人员处 理不均匀沉降有多种选择.
第一类是“放”，设置沉降缝是早期做法，后来大多采用后浇带方法.
第二类 是“抗”，采用刚度大的梁、板来进行内力调整.
第三类是“调”，采用各种方法，如“减沉”、“增沉”， 使各个部位差异沉降最少化.
本文观点：沉降精确计算与观测，是各种方法实施的关键，“先调、多放、后抗”是保证基础工程经 济安全的有效方法.
5基础分析计算 5.1独基及桩承台分析计算 独基设计从过去的单一设计向复杂设计转变，带来的间题是过去没有过的，如： 问题1：独基、桩承台与抗水板混用时如何计算及配筋？
独基、桩承台与抗水板混合使用，可以节省造价，但是计算方法规范没有规定，设计方法不统一.
本文观点：独基、桩承台应完成独立承担及共同受力的双重功能.
抗水板的设计只需完成独立承担防 水功能与共同受力的其中单个功能设计.
问题2：独基的剪切计算有无必要？
《建筑地基基础设计规范》在2011年增加了独基的剪切计算，许多设计单位认为没有必要.
基础设计规范在8.2.9条提出的抗剪验算是有条件的，并非独基都要抗剪验算.
即只有长方形独 基，且短边宽度小于一倍柱宽加两倍基础有效高度，此时长条形独基近似于梁来验算其抗剪.
本文观点：有些特殊情况会发生剪切破坏，规范计算内容有必要.
如果土反力不是线性分布时，计算 结果偏于保守.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 问题3：桩竖向承载力及水平载力校核如何进行？
《建筑桩基技术规范》规定了轴心竖向力与偏心竖向力下桩承载力的计算与校核，对于什么是轴心竖 向力、什么是偏心竖向力下，设计人员也很困惑.
本文观点：轴心竖向力是忽略偏心与弯矩，计算桩反力的平均值.
偏心竖向力是考虑偏心与弯矩，计 算桩反力的最大值.
校核承载力要同时满足.
问题4：两桩承台没有采用梁式配筋会不安全吗？
两桩承台在2008年以前一直采用板式配筋，安全性是有保证的.
现在采用梁式配筋，与原来相 比安全度提高，受力机理更加明确，计算简化，更能反映实际情况.
问题5：锥形承台角桩冲切计算，规范公式是按阶梯承台给出的公式，没有考虑坡面砼的抗剪作用， 是否按砼规范冲切公式重新确定？
本文观点：规范方法是简化方法，便于手工校核，规范角桩冲切公式8.5.19-5适用于锥形承台和阶梯 承台.
地基规范中关于承台、梁、板等砼冲、剪、弯都是依据《混凝土结构设计规范》相关规范，如果对 于规范中没有提到的复杂情况应根据受力机理重新推导公式.
问题6：桩与承台的连接是刚接还是较接？
如何构造才能保证刚接？
刚接计算的桩顶弯矩如何在承台 计算中进行考虑？
桩与承台连接节点刚度与桩身进入承台深度、桩纵筋分布形式和锚固长度有关.
按照JGJ94-2008规范 施工的灌注桩，节点刚度多为半刚接（即介于刚接和铰接之间）.
对于管桩，如果采用填芯法锚入承台， 则为较接：如果在桩端头板焊接纵筋锚入承台，则为半刚接.
在计算群桩基础的竖向承载力时，将节点刚度简化为铰接，是一种可行的简化方式.
在计算群桩基础水平承载力时，或者计算水平荷载作用下群桩中基桩弯矩时，可将节点刚度简化为刚 接，得到弯矩后进行塑性调幅.
理论上，桩顶弯矩要反作用于承台底部.
但在工程实践中验算承台时，这一项非常小，常忽略这一项.
问题7：单桩承台及两桩承台的计算时，单桩承台两个方向及两桩承台弱轴方向没有考虑的弯矩如何 合理解析？
本文观点：《建筑桩基技术规范》4.2.5条规定单桩承台两主轴方向应设联系梁，两桩承台应在弱轴方 向设置联系梁.
从力学分析角度看，没有考虑的弯矩将发生转移，转移给联系梁.
当然实际受力时，由于 桩与承台不是理想较接，桩会也承担部分弯矩.
桩身除受压力外还承受一定的剪力与弯矩.
问题8：如果水平承载力不足，能否整体考虑，如局部不足如何进行处理？
对于软土地区或液化土要特别关注水平承载力校核，如果局部不足，可以整体考虑，通过梁、板等构 件增加整体性来实现.
对于承台底部及侧向土体比较好时，承台底土摩擦力及承台侧土反力是抵抗水平力 的重要组成部分.
本文观点：为了计算方便，如桩水平承载力足够承担水平力，其它因素不罗列.
如不足，整体校核.
如整体不足够，考虑台底土摩擦力及承台侧土反力.
如还足够，考虑对基础方案进行修改补充.
5.2梁式基础、筏板基础分析计算 梁式基础、筏板基础是整体式基础，由梁下土和筏板下土承受上面的荷载，承载力计算、沉降计算、 内力配筋计算时，设计人员也会面对各种问题及选择.
问题1：梁式基础承载力校核是以平面反力假设的结果为依据还是以弹性地基梁计算为依据？
目前箱筏规范对筏板基础承载力校核是有明确规定的（与独基相同），但对梁式整体基础没有提及， 弹性地基梁程序对于整体性梁式基础是模拟开洞筏板方式验算承载力.
用弹性地基梁最大反力验算承载力 过于保守.
问题2：梁式基础加抗水板如何计算？
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 在实际工程中梁式基础常常与抗水板混用，在计算中可以不将抗水板考虑进来，也可以用一般筏板基 础进行考虑，抗水板与普通筏板不同在于板与土不进行力的传递.
问题3：基床系数的合理选取，如何理解各种方法数值的差异性？
是否考虑上部结构刚度？
基床系数是WINKLER模型重要参数，将土对基础的约束假设成相互独立的面弹簧.
目前有多种确定基床系数的方法，有基于基础底土性的经验查表法，有基于实测沉降或计算沉降反推 的刚度法.
前者由于历史原因与后者相差很大，前者可能是后者的10倍.
查表法适用于单一建筑仅计算 内力的情况.
由于目前软件能相对准确考虑上部结构刚度，因此对于复杂大型基础调平设计，特别是存在 较大沉降差情况下，基于实测沉降或计算沉降反推的刚度法是理论上严密，计算值合理的一种方法.
问题4：筏板厚度取值如何做到安全经济？
筏板厚度直接影响基础造价，许多设计人员及软件开发商在筏板厚度上动脑筋.
筏板厚度往往与冲切 计算相关，冲切计算影响最大的是冲切力计算时的桩土反力，不同软件采用桩土反力不一样，筏板厚度会 相差很大.
冲切破坏是脆性破坏，应按照规范计算桩土反力，在桩土反力不确定时是要取偏于安全的计算 值.
筏板作为上部结构的平台，除了满足强度要求外，刚度要求也是必需的.
问题5：筏板中梁的作用及如何与板协同承担内力？
按照有限元计算原理，筏板中梁与板在受力时在变形协调条件下按其相对刚度进行内力分配.
无论筏 板厚薄，梁的相对刚度是否可以以作为筏板的支座，在筏板分析时梁与板都是作为整体化进行考虑的.
5.3桩筏基础分析计算 桩筏基础是高层建筑最常见的基础形式，是整体式基础.
桩长、桩径、施工方法选择与地质条件有关， 桩的排布与上部结构荷载分布相关，合理的选择使桩筏造价更低.
为了减少桩数或桩长，设计人员会利用 桩间土承载力，如复合桩基、沉降控制复合桩基.
为了节省造价，利用桩承台与抗水板混用.
方法干变万 化，目的是在安全与经济之间找到平衡点.
问题1：桩间土反力如何考虑？
以多少比例考虑？
当荷载作用于桩筏基础引起下沉时，桩、土会同时受力，桩的刚度大小、土的刚度大小、桩间距大小、 荷载水平、作用时间都会影响桩、土反力分布.
在设计时为了简化可以忽略土反力，也可以考虑一定比例 的土反力，这种随意性会引起设计人员的困惑.
本文观点：地基基础设计实际是安全度设计，在整体承载力满足规范前提下，忽略土反力和考虑土反 力只是安全度不同而已.
此时，地基基础沉降计算显得更加必要.
问题2：沉降计算方法如何选择？
现行地基基础规范关于桩基础沉降计算方法分三类，第一类是实体深基础法，第二类是明德林应力公 式法，第三类是沉降控制复合桩基法.
不同的规范即使方法一样但是修正系数及计算深度不同，计算值也 各不相同.
不同的方法它都有自己的适用范围及条件，如何正确选用也是设计人员面临的难题.
本文观点：任何规范任何方法是对过去已知工程的经验总结，有各自的适用范围与应用条件，是作为 工程设计的参考依据.
对于复杂的地基基础工程往往不是用规范已有方法能准确计算的，需要当地的经验 及工程师的判断力.
问题3：桩反力计算及内力分析的模型选择 从理论合理性来判断，内力计算应与沉降计算统一，但是由于岩土工程师与结构工程师关注重点不一 致，前者关注地基的沉降，后者关注内力配筋，所以目前有许多矛盾点.
桩反力计算及内力分析的模型选 择不同，计算结果的差异性也会不同，设计人员要清楚了解计算模型基本假设.
对于复杂工程多模型的比 较及包络是解决复杂问题的方法.
问题4：对于桩筏筏板有限元计算结果中的应力集中如何进行处理后进行配筋更加合理？
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朱恒-PKPM钢结构节点设计与施工图.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 PKPM 钢结构 节点设计与施工图 朱恒 （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：本文介绍了PKPM钢结构模块的节点库，列举了有代表性的节点类型，对类型特点做了简单介绍.
同时就节点设计 中常见的一些问题和程序的处理方法做了详细介绍，探讨了合理的解决方案.
本文最后还就钢结构框架施工图的三种表达方 式，以及其他相关的施工图方式做了介绍.
关键词：钢结构节点施工图 1前言 钢结构和其他结构的最显著的区别就在于节点，由于连接的构件截面、构件数量、角度、位置、变形 但是一般常用的节点都通过图集或者设计手册的形式将其构型规范化.
PKPM钢结构软件在编制过程中参 考了目前市面上常见的图集和设计手册，尽可能多的完善软件的节点系统，应该说，只要是常用的节点形 式，都能在PKPM钢结构软件中找到.
2PKPM目前所能设计的节点形式 由于PKPM钢结构软件的节点库是一个比较庞大的体系，跨越了钢结构软件的多个模块，所以这里也 是分模块来介绍各个节点库.
节点库的关系可以用下面一张图来说明： 作者简介：朱恒（1981一），男，本科，工程师
目 前程序可以进行设计的框架节点可分为梁柱节点、柱脚节点、支撑节点等，每个种类中又根据其连接的关 系、连接柱的截面又可细分为多个小类.
下面表格列举了比较有代表性的节点： 表1（典型节点列表） 柱 脚 较接柱脚 连 接 固接柱脚
图2自动生成的主刚架节点 另一类是围护构件节点，主要有托、隔撑等节点.
请选年量括人的范点构造面 注 ：F 图3程序内置的围护连接节点 2.3网架节点 网架节点主要是球节点和支座节点，其中球节点分为螺栓球和焊接球两种.
网架节点在STWJ模块中
图4螺栓球节点 图5焊接球节点 2.4格构式节点 格构式节点是针对格构式截面所采用的节点，主要有肩梁、柱脚、人孔等节点.
图6厂房中的格构式节点 2.5桁架节点 桁架节点按采用的桁杆截面可分为普通角钢槽钢的节点板式节点和管桁架节点.
图7普通桁架节点
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曹永超、王欣-基于PKPM-SAUSAGE某综合体罕遇地震弹塑性时程分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 基于PKPM -SAUSAGE 某综合体罕遇 地震 弹塑性时程分析 曹永超 1，王欣 2 （1.中国建筑设计研究院，北京100044：2.广州容柏生建筑结构设计事务所，广州510170) 提要太原市政务中心地上7层，总高度34.2m，平面尺寸166m×154m.将SATWE分析模型转换成PKPM-SAUSAGE 分析模型，二者模态分析结果相近.
选取2组天然波、1组人工波，以研究结构的动力弹塑性响应，得到结构在罕遇地震作 用下的变形、内力和损伤情况.
分析结果反映了结构在罕遇地震作用下构件塑性损伤发展过程，以及由此引起的结构刚度退 化和塑性损伤耗能.
剪力境连梁出现不同程度的损伤，大部分剪力墙墙肢受压损伤因子较小，钢桁架未出现屈服.
考虑材料 非线性的结构最大弹塑性层间位移角均满足1/100的规范限值要求，结构满足大震不倒的设防要求.
关键词弹塑性时程分析：罕遇地震：超限高层结构：PKPM-SAUSAGE； 1.工程概况 太原政务服务中心位于太原市长风商务区西北侧，是一幢综合性行政办公高层建筑.
地上7层，地下 2层，建筑总高度34.2m，东西宽约166m，南北长约154m.
整体分内外两层“回”字形布置（见图1）.
主 体结构为框架-剪力墙.
“回”字形内外环间连接体及大悬挑部分为钢桁架.
基础采用后压浆钢筋混凝土灌 注桩，部分区域兼做抗拔桩.
标准层结构平面布置图见图1.
a)建筑效果图 b) PKPI-SAUSAGE 模型示意图 图1建筑效果图与PKPM-SAUSAGE模型示意图 本工程所在地区的抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度为0.2g，地震设计分组为第一组，场地 土类别为IⅢI类，特征周期值为0.45s.本结构主要特点如下： 1）楼板开洞面积大于盖楼层面积的30%.
2）结构设有多个大跨度桁架.
3）本工程位于8度区，其地震响应较为激烈，对结构抗震性能要求较为严格.
鉴于如此，采用弹塑性时程分析，验算弹塑性变形相关要求川，计算关键构件的抗震性能指标，可作 为保证结构抗震安全的重要手段.
作者简介：曹水超，1984年5月，男，硕士，助理工程师
PKPM-SAUSAGE借鉴ABAQUS的技术条件，并采用ABAQUS 进行大量实际工程算例的测试对比，表明了SAUSAGE已具备结果准确、计算效率高、建模便利的特征， 并通过了专业评审，可应用于工程实践.
2.1显式分析方法 PKPM-SAUSAGE时程分析采用显式分析方法，即为中心差分法，其平衡方程可以表示为： 式中，△为计算步长，{为下一时刻的位移向量：{}，为当前时刻已知位移向量：{为上 一时刻已知位移向量：，为结构所承受的节点外力向量：[M]为集中质量矩阵：[C为阻尼矩阵： 2.2结构阻尼设置 结构动力时程分析过程中，结构阻尼的设置对结构的动力响应有重要影响.
时程分析时，可选用振型 阻尼作为阻尼计算方法.
阻尼阵表示为： [C]=α[M]β[K] (2) 实际工程计算时，常忽略B阻尼内.
α由阻尼比与周期T反算而得，即有：a=4π/T.罕遇地震 作用下，阻尼比一般取为5%，周期T一般取为结构第一周期.
2.3本构关系 混凝土本构关系选用弹塑性损伤模型，该模型可较为准确反应混凝土材料在各向拉压条件下的屈服准 则、受拉软化行为、受压硬化及软化行为、刚度及强度退化等力学特征.
其中，混凝土材料轴心抗压和轴 心抗拉强度标准值按《混凝土结构设计规范》回取值.
需要指出的是，偏保守考虑，计算中混凝土均不考 虑截面内横向箍筋的约束增强效应.
时程分析中，某单元的受力状态，可表现在应力空间中的某位置处.
若该位置已进入屈服面，采用Newton-Raphson算法求解该位置的一组关于塑性应变增量的非线性方程组， 以提高求解的精度和收敛性.
钢材本构关系采用双线性随动硬化模型.
考虑包辛格效应，在循环过程中，无刚度退化.
2.4构件模型 梁、柱及斜撑采用Timoshenko梁单元模拟，该单元计入剪切变形刚度，转角和位移各自独立插值-剪 力墙、连梁和楼板采用壳单元模拟，该单元可计入转角变形.
本构关系中，以应力应变为分析对象，面梁 单元截面不同位置处应力应变不等，壳单元厚度不同位置处应力应变不等，故梁单元需要采用纤维梁模型， 壳单元需要采用分层壳模型.
3.地震波选择与输入 本文选取两组天然波（TAFT、EL-CENTRO）和一组人工波(RHI)，作为本工程罕遇地震动力弹塑性分析 所用地震波，其反应谱曲线与规范反应谱对比如图2所示.
输入地震波时，取主、次方向输入地震峰值加速度比例为1：0.85.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 1.4 数 1.2 系 0.8 TAFT 0.6 ...=EL 地 -RH1 0.4 规范 0.2 0 周期(s) 3 图2地震波反应谱与规范反应谱对比 4. 弹塑性时程分析结果 本文采用PKPM-SAUSAGE软件进行罕遇地震作用下弹塑性时程分析.
4.1 PKPM-SAUSAGE与SATWE模态分析计算结果对比 PKPM-SAUSAGE模型与SATWE模型前三阶模态分析结果对比如表1所示，二者较为接近.
1结构整体计算结果 软件 PKPM-SAUSAGE SATVE 第1周期（s） 0. 80 0.83 第2周期（s） 0.74 0.76 第3周期(s) 0. 69 0.71 4.2结构剪力 图3给出了EL波罕遇地震作用下结构的弹性和弹塑性X向剪力时程曲线，从时程曲线可知：从第3 秒开始，基底剪力时程曲线开始出现分离，随后的弹性工况下基底剪力显著大于弹塑性工况.
表明结构从 开始进入弹塑性状态并产生塑性耗能，同时弹塑性变形引起结构刚度退化，地震力相比弹性工况有所衰减.
1000000 弹性 S00000 (N)ff 弹塑性 -500000 时间(s) 1000000 图3基底剪力时程 图4为楼层剪力曲线，弹塑性时程的基底剪力约为小震反应谱的4-6倍.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 TAFT 8 TAFT ....EL RH1 楼层 .. RH1 2 500000 00 0 500000 1000000 剪力(kKN) 剪力(kN) a) X向 b) Y向 图4楼层剪力 4.3 结构变形 图5给出了EL波罕遇地震作用下弹塑性分析和弹性分析下顶点位移时程曲线.
由图可见，弹塑性工 况下结构在发生塑性变形后引起结构刚度降低（约在第3秒），结构自振周期变长，弹塑性工况下的顶点位 移时程曲线明显滞后于弹性工况.
0.2 0.15 弹性 0.1 -弹塑性 (u)g 0.05 0 wieo -0.05 -0.1 时[间(s) -0.15 0.2 图5顶点位移时程 图6给出了罕遇地震作用下弹塑性层间位移角结果，从图中可以看出，各楼层位移角均小于1/100. 9 6 8 8 7 摆 6 蒸 TAFT 6 5 楼 5 TAFT 4 4 =* EL ...... RH1 .RH1 3 1 0 0 0 1/200 1/100 0 1/200 1/100 位移角 位移角 a)x向 b) Y向 图6层间位移角
由此可见在罕遇地震作用下，连 梁先于墙肢产生塑性破坏，破坏过程中产生塑性耗能，起到了第一道防线作用.
2）剪力墙混凝土受压损伤主要分布在底部2层.
大部分混凝土受压损伤小于0.1，损伤分布宽度小 于50%截面宽度，介于轻微损坏和轻度损坏范围.
3）3层及以上楼层受压损伤因子基本在0.1以内，均在轻微损坏或无损坏范围.
图7部分剪力墙损伤分布图 4.5楼板损伤 部分楼板损伤分布见图8，具体如下： 1）4层和5层在水平钢桁架上方和下方位置的楼板混凝土受压损伤较大，最大受压损伤因子达到0.6 损伤范围沿着钢桁架方向，沿楼板两侧有限宽度范围，可以判定为中度损坏.
2）6层在悬挑桁架上方部分的楼板混凝土受压损伤均较大，受损范围几乎覆盖整个悬挑桁架上方楼 板，混凝土最大损伤因子在0.5左右，可以判定为中度损坏.
3）4层、5层、6层的其它位置，以及2层、3层、7层和屋面层，楼板混凝土受压损伤和钢筋塑性 应变都比较小，且主要集中在楼板角部，属于轻微损伤或无损伤.
图8部分楼板损伤分布图 4.6框架损伤 由于层间位移角较小，框架未发现明显破坏，见图9.
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曹乐、王立长-异形钢管混凝土巨型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年 异形钢管 混凝土巨型柱抗震 性能试验研究 及有限元分析 曹乐 ，王立长 （大连市建筑设计研究院，大连116021） 提要：为研究实际超高层结构中大截面五边异形钢管混凝土柱的受压性能，设计制作了二组6个1/5柱内不同构造的试 件.
为考察异形多腔钢管混凝土柱在周期往复作用下的抗震性能，又设计制作了二组10个1/7.5的试件.
试验目的为研 究大截面五边异形钢管柱不分腔仅配钢筋、分腔不配钢筋和分腔加配钢以及分腔隔板竖向加助板在柱中部断开等不同构 造.
为此分别进行轴压和偏压荷载下柱承载力，延性、滞回性能、破坏模式等对比试验研究.
并用Abaqus软件采用实体 模型和纤维模型对实验进行了分析对比.
关键词：异形多腔钢管混凝土柱：分腔构造：受压试验：滞回性能：纤维模型 0引言 异形钢管混凝土柱在许多超高层结构中有较多的应用，如天津117大厦、大连国贸中心大厦出现大 截面的多边形多腔异形钢管混凝土柱.
目前国内对异形钢管柱有较多的研究，如文献[1]对组合T形截面 钢管混凝土柱进行偏心受压试验研究，主要讨论长细比、偏心距等参数对承载力影响：文献[2]对L形钢 管混凝土柱正载面承载力进行试验研究和理论分析，并讨论了宽厚比、加劲肋、肢厚等参数对试件的影 响：文献[3]对钢筋加劲T形截面钢管混凝土柱抗震性能进行试验研究，讨论了采用不同构造方式对钢筋 加劲T形钢管混凝土柱的承载力和延性影响：文献[4]对带缀板的T形、L形、十字形方钢管组合混凝土 柱进行了受压试验和有限元分析：文献[5]对异形钢管塔柱进行了承载力试验和有限元分析，比较了三边 形塔柱内部加肋和无加肋不同构造形式对试件极限承载力的影响：文献[6]对带约束拉杆T型钢管混凝土 短柱轴压性能进行试验研究：文献[7]对巨形两腔钢管混凝土柱进行试验研究，分析了分腔钢管柱的构造 抗震性能.
抗震性能和钢管内竖向荷载作用下共同工作状态.
文献[8]要求直径较大的钢管混凝土柱应采 取有效措施减少管内混凝土收缩对构件受力影响.
目前国内外异形大截面钢管混凝土柱受压试验资料很 少，因此本文设计了二组6个试件，分别进行轴压和偏压作用下，异形钢管混凝土柱不同构造试验研究 [9]，以得到异形钢管混凝土柱内不分腔加配竖向钢筋、分腔不配置钢筋与腔内设置钢筋，并且考察分腔 时竖向隔板和加强肋连续与断开的构造对钢管柱的极限承载力和破坏状态进行试验研究，为工程设计提 供依据.
1试验概况 1.1试件设计与制作 试验设计了6个1/5试件，其中3个为轴心受压模型，编号为CF-1、CF-2、CF-3，见图1；另外3个 为偏心受压模型，编号为CF-2a、CF-3a、CF-3b，见图2.
6个模型外型尺寸和钢材规格相同，CF-3b试 件竖向隔板和加劲肋在中部断开.
作者简介：曹乐，（1983-)，男，硕士，一级注册结构工程师
1 CF-2(CF-2a) CF-3(CF-3a 3b) 图3试件构造图（受压作用） CM-1a 1b CM-2a 2b CM-3a 3b 3c 3d 3e 3f 图4试件构造图（往复作用） 试验采用单向重复加载方式进行加载，前期基本弹性阶段为力控制，以后阶段为位移控制，试件每 次卸载保留2000KN荷载，尔后再继续加载.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 009 05t -1 1600 $1/ 0091 3 计1-2 优计1-4 性试书平 图5轴心受压加载位移计布置图 图6偏心受压试件位移计布置图 2试验现象与破坏形态 2.1轴心受压试验 试件周边钢板编号见图7. 32- 图7柱外侧钢板编号 CF-1试件加载到1600标距相对位移38.34mm时，B2-2与B3-1钢板连接焊缝在柱下端1100-1600mm 范围的开裂，见图8，最大缝宽50mm，该处板严重屈曲.
加载过程中B1-1、B1-2板中部鼓起30mm： B2-1，B2-2鼓起27mm，B3-1，B2-2中部鼓起15mm.
CF-2加载到1600标距相对位移53.09mm时，B2-2与B3-1钢板接连处在柱下端1500mm-1800mm 范围开裂，最大缝宽30mm：B4-2钢板连接处距柱下端1350mm-1550mm范围内漆片出现斜向裂纹.
加 载过程中，B1-1与B5-2钢板焊缝处漆片水平褶皱贯穿全高：B2-1，B2-2钢板在柱中上部鼓包50mm， 见图9:B3-1 B3-2为 32mm:B4-1 B4-2为 21mm，B5-1 B5-2 为 18mm. CF-3加载到1600标距相对位移为61.04mm，此时钢板各部位鼓包连续加大，整体屈曲：在加载过 程中，B2-1，B2-2在柱中下部鼓包58mm，见图10:B3-1，B3-2在柱中下部鼓包26mm，B4-1，B4-2 在柱中上部鼓包26mm，B5-1在柱中上部鼓包45mm，见图11.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图8柱钢板焊缝开裂图9B2-2、B3-1钢板连接焊缝开裂图10B2-1B2-2钢板鼓包图11B5-1钢板鼓包 2.2偏心受压试验 CF-2a加载到1600标距相对位移为100.76mm，试件变形加剧，南侧垂直高度为2544mm，北侧为 2409mm：受压一侧钢板屈曲加剧，B1-1、B2-1、B5-2中上部鼓包分别为12mm、11mm、10mm，见图 12.
CF-3a加载到1600标距相对位移为128.06mm，南侧垂直高度为2510mm，北侧为2400mm，受压侧 钢板屈曲加剧：B1-1上部鼓包18mm，B2-1鼓包15mm，B5-2鼓包10mm，见图13.
CF-3b（竖隔板、加肋板在柱中间断开）加载到1600标距相对位移110.77mm，试件南侧高2550mm， 北侧高2400mm：B-1鼓包16mm，B3-2，B4-1中部出现对称两个鼓包，B3-2与B4-1中部钢板被拉断， 见图14.
当加载到相对位移为116.68mm时，试件各部位鼓包加剧，B1-1上部鼓包23mm，B2-1、B5-2 鼓包13mm，B1-2鼓包21mm，这些部位均分布在柱中部200mm范围内，见图15. 图12试件最终破坏图13柱破坏时整体屈曲图14B3-2、B4-1钢板被拉裂图15B5-2、B1-1钢板褶皱鼓包 2.3周期往复水平作用试验 2.3.1Y向往复试验（沿对称轴方向） CM-1a试件在加载初期没有出现明显损伤，第9循环试件B1板根部与基础出现裂隙，随着循环次 数增加，B3板受压鼓曲加大，受拉时被拉平：至最后第23循环时，B1板鼓曲高30mm，负向循环时 B1板被拉裂，B3、B4板受压鼓曲，出现明显褶皱、受拉时与基础连接焊缝开裂，B2、B5板也出现鼓 曲现象，试件损伤情况见图16.
CM-2a试件的B1板在第16循环时节点，1，5出现开裂，B3、B4板漆皮开裂：18循环B1板正向 受压时，出现鼓曲，负向循环时，被拉起4mm：至循环结束时，B1板受压鼓曲12mm，B3、B4板负向 加时最大鼓曲5m：B5板正向循环时，5节点处鼓曲10m，竖向循环全断面开裂并被拉起25m：B2板 在1节点鼓曲4m，试件损伤情况见图17. CM-3a试件在第16循环时，4节点出现钢板与基础底板焊接开裂：最后第18循环试验结束时，B5 板在5节点处被拉裂25m，试件损伤见图18.
向循环B1板底部拉裂，B2板、B5板在1，5点拉裂宽280m，在第18循环结束时，3节点拉裂10mm， B1板裂缝宽120mm，试件损伤见图19.
CM-3e试件在第16负向循环后，1、5两点，B2、B5板出现明显水平褶皱：至第20循环后，B1板 出现鼓曲1-2m，随后B1板鼓曲增至9m，第25正向循环时，B1板整截面被拉断，B2、B3板在1、5 节点分别被拉裂缝宽150-190mm，负向循环时B4板在3节点被拉裂，试件损伤见图20.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （侧面看B1钢板鼓突）（负向加载1结点被拉裂）（5结点处被拉裂25mm） 图16 CM-1a试件破坏图图17CM-2试件破坏图图18CM-3a试件破坏图 (B1钢板根部开裂）（负向加载B1钢板被拔出约10mm）（B5钢板鼓突6mm） 图19CM-3c试件破坏图图20 CM-3e破坏图图21CM-1b破坏图 2.3.2X向往复试验（与对称轴垂直） CM-1b试件在第16循环后，2、4节点柱底处出现裂缝，逐渐加大，B4、B5板底部开裂，B2、B4 板出现鼓曲，第26循环结束时，B5板鼓曲10mm，B3、B4、B5板底部拉裂，试件损伤见图21. CM-2b在第19循环后，2、4节点柱底裂缝逐渐加大，B4、B5板逐渐被拉裂，B5板正向加荷时出 现鼓曲，B2板、B3板负向被拉裂：至24循环结束时，试件B4、B5板被拉裂缝宽130-188m，B2板全 部拉裂，试件损伤见图22.
CM-3b试件在第13循环后B5、B2板柱底开始出现小裂缝，B3板在2结点处开始出现小褶皱：随 后B2板柱底拉裂加大，B2、B3板拉裂缝宽最后达200mm~170m，B5板底整体被拉起.
试件损伤见图 23.
CM-3d在第13循环后，B4板4节点处，基底漆皮出现褶皱：第18循环，4.2节点出现裂缝，随后 循环5节点焊接开裂，B5、B3、B2板底部开裂，最后第24循环，B2板底整体拉断，B3、B1板底局部 拉断.
试件损伤见图24.
CM-3f试件在第15循环后，柱底板漆皮出现裂缝.
第17循环后B1、B5板底出现裂缝，B4、B2、 B3板陆续开裂，至最后26循环时，B4板被拉起23mm，裂缝宽230m，B2板裂缝贯通，2节点、4节 点分别被拉起18m、23m.
试件损伤见图25.
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方云飞、姚莉等-长沙北辰A1 地块超高层地基基础设计与分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 长沙北辰A1 地块超高层 地基基础 设计与分析 方云飞 姚莉 ²肖荣辉！
王媛！
（北京市建筑设计研究院有限公司，北京10045）（长沙北辰另地产公司，长沙410005） 摘要：长沙北辰A1地块由写字楼、酒店和商业组成，写字楼地上45层，建筑高度达206m，酒店地上24层，均 设3层地下室，筏板基础，基底平均压力：写字楼800kPa，酒店600kPa，地基土为强风化泥质砂岩，地基承载力 特征值为500kPa，勘察报告建议采用桩基确设计方案.
对勘察报告进行研判，校核分析了岩土参数指标，制定了 专项试验方案.
通过现场静载荷试验法和旁压试验法，验证了强风化泥质砂岩天然地基承戟力特征值满足800kPa 的要求.
在此基础上，运用有限元计算软件Plaxis 3DFoundation进行了筏板基础天然地基方案的沉降数值计算分 析，经过计算分析判断总沉降量和差异沉降均满足工程要求.
据此，进行了基础筏板的设计.
本工程为当时长沙地 区第一栋采用软岩天然地基的超高层项目.
根据沉降实测资料，沉降计算结果与沉降观测两者变形趋势完全吻合， 实测值比计算最大值偏小，证明本工程的地基设计是科学合理、安全可靠的.
关键词：软岩地基超高层建筑天然地基沉降计算分析 1工程概况 本工程位于长沙市开福区新河三角洲，北临长沙市标志性建筑“两馆一厅”，西临湘江大堤，东连测 阳河隧道.
本工程为由一栋写字楼、一栋酒店和商业组成，均设3层地下室，均为筏板基础，±0.00均为 绝对标高33.00m.
其中写字楼地上45层，建筑高度206m，型钢混凝土框架-钢筋混凝土筒体结构，基底 基底平均压力p为600kPa：商业地上6层，框架剪力墙结构，基底标高-14.00m，基底平均压力p为250kPa.
具体详见图1.
写字楼 酒店 商业 图1建筑效果图 作者簧介：方云飞，男，1979年生，工学碳士，高级工程师，注册土木工程师（岩土），主要从事地基基础方面的咨函、设计和研究.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2岩土工程条件 2.1.工程地质条件 根据岩土工程勘察报告，场地原始地貌单元属湘江冲积阶地，场地范围内埋藏的地层主要为人工填土 层、第四系冲积层和第四系残积层，下伏基岩为第三系泥质砂岩、泥质砾岩.
基底以下各地层自上而下依 次描述如下： ③层残积粉质粘土（Q：紫红色，系由下伏泥质砂岩、泥质砾岩风化残积而成，稍湿、硬塑.
第三系泥质砂岩（E）：层强风化层：岩石组织结构已基本破坏，大部分矿物已显著风化，岩芯星硬 土状、块状，冲击钻进困难，岩块用手易折断或捏碎，属极软岩，基本质量等级为V级：层中风化层： 部分矿物风化变质，节理裂隙稍发育，岩芯较完整，多呈中长柱状，岩体完整，岩块锤击易碎，失水易崩 解，属极软岩，基本质量等级为V级.
第三系泥质砾岩（E）：③层强风化层：岩石组织结构大部分已破坏，胶结物已部分风化变质，岩体较 为破碎，属极软岩，基本质量等级为V级：@层中风化层：岩石节理裴隙稍发育，岩体较完整，其基本质 量等级为V级，岩芯多呈中长柱状，岩块锤击易碎.
各土层分布可见图2，各土层设计参数详见表1.
2 2082 e 图2地层制面图 表1地基基础设计参数建议值 压缩模量 承载力特征值 预应力砼管桩 人工挖孔桩 地 层 Es (MPa) fk （kPa) q(kPa) q(kPa)g(kPa) g(kPa) 粉质粘土 9.1 250 50 45 强风化泥质砂岩 80.0* 500 80 4000 70 2200 中风化泥质砂岩 300.0* 1000 / / 120 3000 强风化泥质砂砾岩③ 150.0* 600 100 4500 90 2500 中风化泥质砂卧岩@ 500.0* 1200 3500 注：1）表中带“s”号者为变形模量：2）q.一桩的侧阻力特征值，α一桩的端阻力特征值.
2.2.水文地质条件 本场地地下水分为上层滞水、承压潜水和基岩裂隙水三种类型.
上层滞水主要赋存于杂填土中，受大 气降水补给，水量和水位随天气和季节变化而变化，勘察期间测得上层滞水稳定水位埋深0.20~1.90m.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高基本一致，水位随天气和季节而变化，地下水位变化幅度一般为3～4m，水量大，略具承压性.
基岩裂 隙水赋存于场地内下伏基岩的节理裂隙中，根据浏阳河隧道的施工情况看，水量不大.
建议地下室抗浮水 位按正负零标高（地面标高33.0m）设计.
3地基基础工程问题分析 3.1.工程问题分析 图3写字楼基确平面示意图 本工程中，写字楼共48层，建筑物高度达206m，其基础布置详见图3.
在不考虑核心筒基础底板范 围外扩影响情况下，基底压力高达2718.6kPa（已考虑底板自重，未考虑水浮力），总沉降值需控制.
.另 外，由图3可见，核心筒基础底板底标高存在高差，为控制裂缝宽度，两者间差异沉降需严格控制.
同时 写字楼与酒店由商业建筑直接连接，三者形成大底盘建筑，其之间的差异沉降亦须控制，面纯地下车库区 域抗浮措施采用抗浮锚杆方案，加剧了该差异沉降的不利程度.
同时，长沙北辰A1地块所处区域的西侧为湘江，其北为浏阳河，因此深基坑安全至关重要，而地基 基础方案及其施工工期则成为了重中之重的关键性问题，而勘察报告建议采用桩基础方案，天然地基的可 行性值得考虑.
3.2.工程问题解决思路 鉴于本工程地基基础设计的需要，为进一步确定地基土的力学性状，首先对软岩地基承载力的判别方 法进行梳理，在此基础上确定进一步补勘方案.
目前，软岩地基评价及地基设计计算的方法主要有：查表 法、岩样饱和单轴抗压强度试验和原位试验法以国，其中原位试验法又包括现场静载荷试验法和旁 层平板载荷试验和旁压试验作为软岩地基工程评价的方法和依据，以此解决软岩地基承载能力和变形参数 的问题，在此基础上进行沉降变形计算分析，以确定天然地基方案下最大沉降值及差异沉降能否满足规范 要求，最终确定天然地基方案的可行性.
4软岩地基工程评价 4.1.天然地基浅层平板载荷试验结果分析 本试验采用圆形承压板，直径0.56m，面积0.25m²，在加荷量达到1600kPa后，开始卸荷.
试验P~S 曲线详见图4，载荷试验成果详表2.根据以上分析可见，A1区强风化泥质砂岩天然地基承载力特征值满 足800kPa，且均未达到极限荷载P，其承载能力仍有潜力，为进一步确定该软岩地基的承载能力和变形
00 R(kPs) 1008 1200 1406 1649 S r→ r→ → 图4载荷试验P-S曲线图 表2载荷试验成果汇总表 试验 试验点标高 总加荷量 原始总沉降量 修正后总沉降量 变形模量 极限荷载 承载力基本值 编号 (m） P (kPa) S"（mm) S（mm） E.
(MPa) P(kPa) f (kPa) 载1° 16.50 1600 4.80 6 118 未出现 800 写字楼载2” 16.50 1600 5.20 5.34 107 未出现 008 载3” 16.50 1600 5.98 6.26 89 未出现 800 载4° 16.80 1600 6.14 6.27 95 未出现 008 酒店 载5° 16.80 1600 6.77 6.75 96 未出现 800 载6° 16.80 1600 6.64 6.78 94 未出现 800 4.2.旁压试验结果分析 旁压试验成果详见表3.
表3旁压试验成果汇总表 试验 试验深度 净比例界限压力 净极限压力 似弹性模量 孔号 旁压模量 编号 (m） PP.
(kPa) P-P.
(kPa) E (MPa) E (MPa) 测1-1 3.10-3.70 1378 4469 70.99 73.24 测1-2 6.00-6.60 1532 4809 65.92 68.44 测1 测1-3 9.70-10.30 3888 ≥356.02 ≥362.58 测1-4 13.00-13.60 ≥3462 ≥284.63 ≥291.09 测 1-5 16.40-17.00 ≥4218 ≥446.14 ≥452.63 测1-6 19.30-19.90 ≥4339 ≥542.07 ≥548.56 测2-1 2.90-3.50 1298 4563 65.37 67.62 测2-2 6.40-7.00 1479 4742 73.22 75.87 测2 测2-3 10.00-10.60 ≥3809 ≥361.31 ≥367.77 测 2-4 13.50-14.10 ≥3830 ≥453.02 ≥459.48 测2-5 16.70-17.30 ≥4162 ≥506.43 ≥512.90 测2-6 19.50-20.10 >4238 ≥519.32 ≥525.80 测3 测3-1 1.90-2.50 1226 3841 62.67 64.64 测3-2 5.10-5.70 1501 4716 64.37 66.88
由表4可知，以第一种方 法计算，（prP）平均值为1301kPa，即地基承载力为 1301kPa>800kPa：以第二种方法计算，（pL-Po）平均值为 4291kPa，根据《工程地质手册》（第四版）安全系数取3， 地基承载力为1430kPa>800kPa.可见，A1区强风化泥质砂 岩天然地基承载力特征值满足800kPa.
5地基基础沉降变形计算与分析 本工程地基基础设计过程中为了更为准确地进行沉降分 析，运用国际地基基础与岩土工程专业数值分析有限元计算 图5旁压试验净比例界限压力沿埋深变化 软件Plaxis3DFoundation积极开展了地基沉降数值计算分析， 考虑地基与结构相互作用（Subgrade-StructureInteraction），对本工程天然地基方案总沉降量和差异沉降进 行了深入分析.
5.1.计算参数取值及建模 底板设计与结构设计图相同，混凝土标号均为C35，弹性模量取3.15x10°kN/m²，泊松比取0.2.
根据 PKPM计算模型确定各墙柱下荷载.
计算模型详见图6.
a）写字楼 b）酒店 图6计算模型 5.2.计算结果分析 沉降计算结果详见图7，写字楼最大沉降量为37.2mm，筏板挠度最大值为0.038%，酒店最大沉降量 为40.3mm、筏板挠度最大值为0.049%.
沉降值均满足规范要求.
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文元、张颖等-大连开发区万达广场结构设计及几个问题的初探.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大连开发区万达 广场写字楼结构设计 及几个问题的初探 文元 ，张颖 ，牟达，王长玉 （大连市建筑设计研究院有限公司，大连116021） 提要大连开发区万达广场甲级写字楼高度175.95m，现浇钢筋混凝土框架一筒体结构，为B级超限高层建筑，对其进 行抗震设计时发现剪重比、层间位移角、嵌固端等关键抗震指标的控制问题，提出：对一般超限高层及普通高层建 筑剪重比的控制指标要求，同时进行弹塑性静力或动力时程计算复核：对一般超限高层及善通高层建筑层间位移角 的控制要求：嵌固部位的判别采用等效剪切刚度比过为严格，或可改为采用等效侧向刚度比判别.
关键词剪重比：嵌固端：层间位移角：弹塑性静力或动力时程计算 图1大连开发区万达效果图 1工程概况 大连开发区万达广场位于辽宁省大连市经济技术开发区，项目总用地面积为29404平方米，规划总建 筑面积为208276平方米，包括酒店、写字楼、商铺及地下车库.
其中B1#楼为酒店，地上17层，框架-核心筒结构，B2#楼为甲级写字楼，B3#楼为26层公寓.
其中甲级 写字楼地上建筑面积为83650平方米，地下两层，层高分别为5.40m、6.00m，使用功能为设备用房及地 下车库：地上建筑层数为45层（包含两个避难层），使用功能除局部一、二层为商业外均为办公.
两个避 难层层高为5.40m，一层为5.10m，其他均为3.8m，结构高度为175.95m，效果图见图1.
作者簧介：文元，教授级高级工程师，一级注册结构工程师，Email:DLJZS3-1vijp.163.
写字楼主体高度175.95m，采用钢筋混凝土框架-核心筒结构体系，以混凝土核心筒为主要抗侧力构件， 外框架柱承受竖向荷载为主，并提供部分抗侧力刚度以及二道防线作用.
楼面为钢筋混凝土主次梁楼面结 构.
框架柱断面为1800~800mm，其中-2F-12F采用型钢混凝土柱，13F以上为普通钢筋混凝土柱，核心 筒墙厚为850~400mm，框架柱、核心筒采用C60~C40混凝土：梁、板采用C30混凝土，标准层平面见 图2.
2.2地基基础设计 根据地质勘察资料，采用桩基筏板基础，桩端持力层座落于中风化泥岩、中风化辉绿岩或中风化角砾 状白云岩，饱和单轴抗压强度标准值frk分别为9.24MPa、13.69MPa、17.7MPa，采用机械成孔灌注桩，桩 径1.2m，单桩承载力特征值为10000kN，筏板厚度3.5米，基础埋深最小处为14.6m，为结构高度的1/12.3， 通过计算基底未出现零应力区.
s00 图2标准层平面图 图3 剖面图 3上部结构超限情况及性能目标 3.1超限情况 写字楼主体结构对称布置，平面长宽比1.0，建筑高宽比4.17，核心筒的高宽比为8.78：层1-层3局 部大堂及层4层5酒店宴会厨房挑空，导致该处楼层楼板不连续：同时此处柱为穿层柱.
考虑偶然偏心的
本工程为现浇钢筋混凝土框架-核心筒结构，高度超过《建筑抗震设计规范》（GB20011-2010）规定 的钢筋混凝土框架-核心筒结构适用的最大高度130米的要求，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》口 （JGJ3-2010）规定的B级高度钢筋混凝土框架-核心筒结构适用的最大高度180米的要求，属于B级高度 超限高层.
3.2性能目标 由于结构超高且较为复杂，结构设计采用基于性能化的设计思想吗，性能化设计确定目标要求见表1.
4结构设计与计算 4.1多遇地震下振型分解反应谱法计算分析 本工程抗震设防烈度为7度：设计基本地震加速度值为0.15g：水平地震影响系数最大值为0.12（多 遇地震作用下）：II类场地（场地特征周期为0.35s）：结构阻尼比：0.05.
采用了SATWE、MIDAS/GEN 两种不同的空间有限元分析与设计软件进行了结构整体计算分析，工程计算的剖面示意见图3.
表1抗震性能设计目标 地震烈度水准 多遇地震 设防烈度 罕遇地震 性能目标 不损坏 可修复损坏 不严重破坏，修复或加 固后可使用 层间位移限值 h/693 h/110 底部加强区及相邻上一层墙股 基本完好-轻微损坏，墙肢偏拉 核心简 偏压中震不屈服，斜被面受剪承 满足截面受剪控制条 载力按中震弹性复核：其他部位 件 V≤0. 15fckbshr0 构 墙肢轻微-中等破坏，偏拉偏压 件 弹性 按中震不屈服复核.
性 底部加强区及相邻上一层基本 能 外框架柱 完好一轻微损坏，偏拉偏压中震 水 不屈服，斜截面受剪承载力按中 满足大震截面受剪控 震弹性复核：其他部位偏拉偏压 制条件要求 准 中震不屈服 外框架梁 允许开裂，进入塑性 部分框架梁允许破坏 连梁 完好 按常规设计 允许开裂，进入塑性 部分连梁允许破坏 表2整体结构总质量、基底剪力比较表 计算 总质量（T） 基底剪力（kN） 程序 X向 Y向 0.715风 18876.20 0.715风 18936.10 SATWE 133971.6 小震 28649.00 小震 27798.09 中震 72987.43 中霞 71245.73 0.715风 17832.49 0.715风 17891.30 MIDAS 132711.7 小震 27581.01 小震 27173.40 中震 70309.54 中霞 69471.03 表3整体结构周期表 周期（s） SATWE MIDAS 第一周期 3.68 3.77 第二周期 3.52 3.63 扭转周期 2.74 2.87 T/TI 0.74 0.76
计 算主要结果见表2，表3.
4.2弹性动力时程分析 弹性动力时程分析采用SATWE程序进行，分析时采用三条地震波，地震波分别为：WD-1，WD-2， 间均大于结构基本自振周期的5倍，时间间隔为0.02s，满足规范要求.
对于顶部楼层的剪力大于反应谱计 算的部分，反映了高柔结构高振型的强烈反应，结构设计时将取用计算结果的包络值，在反应谱基础上将 内力放大调整，进行构件补充计算.
4.3中震弹性和中震不屈服分析 在进行多遇地震弹性计算的基础上，同时对模型进行了中震弹性验算，计算目标是对底部加强区核心 筒外筒墙肢受剪承载力按照中震弹性复核.
经计算，所验算墙肢抗剪未出现超筋现象，表明在配置了适当 的钢筋后，截面承载力可满足中震弹性（抗剪）的要求.
同时，对中震下墙肢不屈服也进行了复核，墙肢 均未出现超筋现象，故在配置了适当的钢筋后（与小震计算配筋比较，取较大值进行设计），可满足中震 不屈服的要求.
4.4静力及动力弹塑性分析 本结构各向第一振型均为平动振型，且为基底剪力主要贡献振型，采用PUSH&EPDA和主体结构进 塑性分析.
两个程序计算结果表明，罕遇地震作用下的薄弱层弹塑性变形验算满足规范1/100要求.
X、Y 向弹塑性计算结果见表5. 表5-1 期成期力（kN) 阅点位移（m） X Y X A PUSH&EPDA 1340369 113469.2 717.4 9699 ABAQUS 941170 919610 7810 6630 s表5-2 最大层间位移角 EE比 X Y X Y PUSH&EPDA 1/196 1/151 0054 0083 ABAQLS 1/159 1/154 4.5结构舒适度验算 按《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99－98）及《建筑结构荷载规范》（GB50009-2012）之相关 要求，结构舒适度结果为：X向横风向0.110m/s²，Y向横风向0.105m/s²，满足规范0.25m/s²的限值.
5设计中几个问题的探讨
表5中给出了其中两个模型的剪重比、层间位移角、周期 及结构总质量等指标，对两个模型进行多遇地震计算的同时尚进行了中震不屈服及中震弹性的计算，对墙 体、框架柱等部位也进行了深入分析，分析结果满足相关审查要求（因篇幅有限不在这里费述）.
从表6 中不难看出两个模型的计算结果：剪重比方案一比规范规定小15%，方案二比规范规定小11%：层间位移 比方案一接近规范限值，方案二远满足规范规定限值，结构刚度方案一比方案二小.
但在进行静力弹塑性 分析时发现，方案一Y向的推覆结果为1/95，不满足规范规定的位移角限值1/100的要求，结构在罕遇地 震作用下将发生严重破坏.
分析以上计算结果不难得出结论，本工程对于结构刚度的控制是必要的，而判别结构刚度最直接的计 算指标即为周期、剪重比及层间位移角等.
在剪重比的指标上方案一因结构刚度较小、周期较长，因而地 震反应较小，剪重比较规范规定值偏差相对较大，虽满足其他指标要求，结构刚度却不满足抵抗罕遇地震 的需求：而从方案二也可看出其剪重比亦比规范规定值小，但满足规范其他规定的要求，如果再进一步调 整结构刚度以满足规范对剪重比的要求则代价过大，这样就存在如何合理的控制剪重比指标的问题.
通过 近两年对几栋一般超限高层及普通高层建筑（尚未对高层框架结构进行详细分析）的详细分析，我们对剪 重比的控制做法为：要求多遇地震作用下其值在规范限值的90%左右，同时进行罕遇地震作用下的静力弹 塑性分析或弹塑性动力时程分析的补充计算，弹塑性分析结果不大于规范限值的0.9倍，以确保抗震设计 “三原则”的目标并满足给定的性能目标.
表6 方案一 方案二 周期 1 4.19 3.68 () 2 3.87 3.52 3 344 2.74 层 X向 Y向 X向 Y向 1.90% 1.81% 2.14% 2 07% 2 1.93% 1.84% 2.18% 2.11% 剪 3 1.96% 1.86% 2.20% 2.14% 4 200% 1.90% 223% 2.17% 比 5 202% 1.93% 2.19% 6 20% 1.96% 227% 222% 7 2.07% 1.99% 2.29% 2.24% 8 209% 2.02% 2.31% 2.27% 规胶L 限值 225% 2.12% 239% 233% 总质量0 135042.08 133971.66 X向 Y向 X向 Y肉 多调地震作用下层间位移比 1/800 1/721 1/971 1/953 规范值 1693 5.2层间位移比的控制问题 通过对以上的计算结果的分析也可看出，本工程为地震荷载控制的建筑，多遇地震作用下层间位移角 大于风荷载作用下层间位移角，对层间位移角指标的控制亦为控制结构刚度的体现.
通过本工程及多个实 际工程的详细计算可以得出：一般B级的钢筋混凝土框架一简体超限高层结构多遇地震作用下，不利方向 的层间位移角值乘以5.0～6.0左右可以判断罕遇地震作用下静力弹塑性计算的不利方向的大致层间位移角 （对剪力墙结构不利方向亦基本适用），从而间接判断结构在罕遇地震作用下的反应，以达到控制结构刚 度适度的目的.
从大连地区高层的设计上看，因多为沿海建筑，地面粗糙度类别为A类时，有相当一部分 为风荷载控制的高层建筑，风荷载作用下内力较大，结构构件的抗震设计很容易满足中震不屈服及中震弹 性计算的要求，结构抗震设计裕量较大，在满足舒适度要求的前提下，可适当降低风荷载作用下层间位移
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张雄迪、张付奎等-海南大厦主楼结构竖向变形分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 海南大厦主楼 结构竖向 变形分析 张雄迪 ，张付奎 ，任庆英 （中国建筑设计研究院，北京100044） 提要：海南大厦主楼为位于高地震区的复杂超限超高层建筑，主楼高为198.6m，地下4层，地上46层，结构 体系采用了钢管混凝土柱钢梁框架-钢筋混凝土核心简结构体系.
本文应用SAP2000，参考欧洲规范EC2关于混 凝土弹性模量变化、徐变和收缩的时变效应的规定，建立了考虑施工过程模拟有限元模型，分析了外框架柱与核 心简的竖向变形及差异.
同时对比一次性加载、不考虑混凝土时变效应的施工模报、考虑混凝土时变效应的施工 模拟三种分析中的变形差异，结构的非线性弹性变形的占总变形量的50%左右.
此外本文分析了伸胃桁架、防屈 曲支撑在考虑施工过程、混凝土时变效应下的内力情况，斜杆在恒加活荷载作用下由于墙柱竖向变形的差异产生 了较大的内力，在设计时应当予以重视.
关键词：超限高层，混凝土时变效应，竖向变形差异，斜杆内力： 1工程概况 海南大厦项目位于海南省海口市国兴大道北侧，新建海航大厦西部是一座集高端商业、高端写字楼于 一体的超高层综合体，总建筑面积24.4万m²，包括主楼、副楼及裙房，主楼、副楼为办公，裙房为高端 商业.
主楼46层，高198.600m，其中17层、31层、屋面为避难层，屋顶设直升机停机坪：建筑在地上 设防震缝分成2个结构单元，主楼为一个结构单元，副楼与裙房相连为一个结构单元.
建筑效果见图1（a）.
主楼选用了钢管混凝土柱钢梁框架-钢筋混凝土核心筒体系，结构平面、竖向布置简洁规则，以利于抗 震抗风，同时对主楼进行抗震性能化设计.
柱采用矩形钢管混凝土柱，核心筒墙体角部、框架梁支承处通 高设置型钢骨.
利用建筑避难层17、31层作为结构加强层，加强层采用整层的桁架方式，在框架柱与筒 体间设人字形斜杆，形成伸臂桁架.
同时沿外围框架柱间设腰桁架以尽可能加强结构的空间作用，发挥框 架柱的抗倾覆能力，见图1（b），楼面结构采用变截面蜂窝钢梁混凝土板体系，每跨间设1道次梁，典型 楼层结构布置见图2.
中 （a）效果图 (b）建筑剖面 图1海南大厦 图2典型楼层结构平面布置 张雄迪（1985-），男，硕士，工程师
为了研究结构在施工过程中，由于竖向荷载引起的结构变形， 以及外框柱与核心简的变形差，以及竖向荷载作用对结构中斜杆受力情况，为施工过程提供一定的指导意 见.
传统的结构设计方法是仅对使用阶段的结构在不同工况及其组合作用下的效应进行分析，结构一次性 建模，整体一次性加载，并没有考虑施工过程和时间效应的影响.
而实际上，在整个施工过程中结构是一 个时变体系，结构的材料参数、几何参数、荷载边界条件都随施工进程而改变，结构峻工状态的内力和变 形也是各施工步时间效应的累积结果，与施工过程和时间效应密切相关.
根据相关文献参考，对于超高层 结构，施工周期较长，竖向变形受施工过程和时间效应影响较大，按传统的分析方法进行变形分析显然不 合理，因此有必要对其施工过程进行跟踪模拟，对结构施工过程中的竖向变形规律进行研究，同时以便在 钢结构构件加工时提前预留变形量.
设计过程中对海南大厦施工中的竖向变形进行了系统的研究，本文给出了具体的计算模型和分析方法， 根据实际施工过程，应用时变结构离散分析方法，采用SAP2000对本工程基于混凝土材料考虑时变效应的 施工全过程模拟，将计算结果与传统计算方法和不考虑徐变的施工模拟结果对比.
3计算假定 1）假定混凝土材料的力学特性考虑收缩徐变作用.
混凝土收缩、徐变的时变效应参考EC2规范，在 计算中，采用等效弹性模量考虑混凝土弹性压缩和徐变产生的变形：采用等效温度降低的方法考虑混凝土 收缩产生的变形.
2）结构计算单元的产生和解除与相应的施工步骤一致.
以大约每4层为一组，把整个结构分成13个 不同的组，假定整个结构以组为单位向上施工；按照施工进度，取每组施工时间的中间时刻，计算出相应的 弹性模量、徐变、收缩；在计算混凝土随时间变化的弹性模量、徐变、收缩时，需要明确施工中材料、环 境条件、施工进度、施工顺序等情况.
下面根据实际情况和工程经验对此做出假定：a）核心筒剪力墙和钢 管混凝土柱中使用的水泥为快硬高强水泥：b）施工环境相对湿度取为80%：c）钢管混凝土柱的加载时龄期 取7d，核心筒剪力墙的加载时龄期取为15d，施工速度取5d一层：核心筒领先周边框架柱4层施工：d) 伸臂桁架、防屈曲支撑的施工顺序将根据斜杆在恒加活荷载作用下，尽量减少受力的原则确定其施工顺序.
就整个结构来讲，随施工的不断进行，其中组的弹性模量、徐变和收缩也不断变化，并且结构与荷载也是逐 个组向上施加，因此，按照施工顺序建立13个不同施工阶段的结构模型：这样，同一个组的竖向构件在不 同施工阶段的模型中有不同的弹性模量、徐变和收缩值，同时也实现了按照施工顺序加载计算结构的竖向 变形与差值以及由此引起的内力.
不同竖向构件的轴向压应力差异在结构模型中被自然考虑.
3）荷载的施加和解除应与相应的施工阶段一致.
结构整体分析的作用包括结构自重、附加恒荷载、 施工活载、风荷载、雪载、温度作用、地震等.
施工时恒载、附加恒载一起加上，考虑施工活载，使用活 载在结构封顶半年后一次性加上.
由于施工阶段相对结构整个使用寿命周期而言比较短暂，并且，在主体 钢结构安装过程中，风荷载对结构竖向位移贡献较小，因此仅仅考虑体结构自重、施工层活荷载，以及后 续施工中增加的建筑荷载.
其中施工荷载根据文献[7]取2.5kN/m2，幕墙荷载根据设计要求取1kN/m2.
4）由于地基不均匀沉降间题的复杂性，不考虑地基不均匀沉降对竖向变形差的影响.
这是偏于安全 的做法，因为核心筒的轴向压应力较小，其轴向压缩较小造成竖向变形小于周边柱的，但是由于其自重较 大，地基沉降量会较大，当基础的差异沉降控制在合理的设计范围内，可以减小剪力墙和柱的竖向变形差.
张雄迪（1985-），男，硕士，工程师
在外框架与核心筒剪力墙中分别选取了对应3个点，见图2.
相应计算结果摘录 如图3所示.
55 受形 a)W1与C1 b)W2与C2 c)W3 与C3 图3核心简与外框柱楼层竖向变形及差异 通过图3可见结构的最大变形发生在中部偏上楼层，大约在30~35层附近.
当结构刚投入使用时，外 框架柱的最大竖向变形值约为35mm左右，墙体的最大竖向变形约为26mm，墙柱变形差约为9mm.
当投 入使用2年以后，由于混凝土构件收缩徐变等效应的发展，结构的竖向变形继续发展，外框架柱的最大竖 向变形值增加至52mm左右，墙体的最大竖向变形约为41mm，墙柱变形差约为12mm，发生的楼层与墙、 柱的最大变形的楼层位置相同，不均匀变形比为1/1002，属于结构可接受范围内，由于基础的沉降核心筒 的沉降量大于外框柱的沉降量，上部构件的竖向压缩变形差可以补偿抵消一部分基础沉降差.
此外，在施 工过程中，竖向构件会随着施工的进行而不断发生竖向变形，而建造单位需要实时测量正在施工的楼层标 高并且将其调整到设计标高.
上述数值可以作为核心筒内型钢柱和外框架柱在钢结构加工中的预估值，在 加工中提前预留好其竖向变形的压缩量，在实际施工中，施工方对每一节钢柱的长度进行了2mm~3mm的 长度修正.
5与一次性加载、不考虑时变效应施工分析结果对比 对本工程进行一次性加载、不考虑时变效应施工模拟分析、考虑时变效应施工模拟分析，对比三种分 析方法中结构竖向变形的差异.
图4显示了这三种分析方法的施工完成两年以后的墙柱沉降量以及差值， 通过对比考虑时变效应作用的施工模拟结果，可见结构的竖向变形量依次为不考虑时变效应施工模拟分析 的结果、一次性加载的结果、考虑时变效应施工模拟的结果.
其中一次性加载由于不考虑施工过程，结构 竖向变形分布呈现为逐层累积的一个结果.
考虑结构施工过程的分析结果结构竖向变形较小，是由于在计 算中考虑了结构在施工过程中的施工调整，逐层补偿至设计标高，从而出现了结构在中部楼层位置的竖向 变形最小.
考虑混凝土的时变效应，结构的竖向变形增大了近一倍，这是符合常规对于混凝土收缩徐变的 认识，此外由于混凝土收缩徐变的发展，墙柱的变形差也增加了近一倍，由于超高层建筑，往往设置了加 强层，这些楼层的刚度往往很大，在设计时应当充分考虑这部分沉降差引起的不利影响.
张雄迪（1985-），男，硕士，工程师
分析计算 结果可以看到，采用伸臂桁架斜杆后安装，在不考虑混凝土的时变效应时，斜杆中的内力可以比一次性加 载降低不少，并且越是上部伸臂桁架，其内力可以减少很多.
但是由于实际中存在混凝土时变效应，结构 竖向变形继续发展，导致伸臂桁架斜杆内力增加很多，其中17层的伸臂桁架斜杆内力远大于一次性加载 分析的结果，31层的伸臂桁架斜杆内力略大于一次性加载分析的结果.
这一结果与之前的认识的预判不一 样，因此有必要改变伸臂桁架的斜杆的施工顺序，两层的伸臂桁架斜杆都在结构施工的最后阶段最终固接 （施工顺序二）.
根据计算结果可以看到斜杆在结构投入使用时内力很小，但是由于结构竖向变形的继续 发展，斜杆的内力不断的增加，最终结构的内力基本上与一次加载的数值相近，尤其是17层的伸臂桁架 的斜杆，较之施工顺序一，杆件内力降低近一半，因此应当优先考虑第二施工顺序进行施工.
表1伸臂桁架斜杆轴向力（kN） 楼层 17层 31层 结构封顶 3383 5698 一次性加载 活施加 3383 5698 使用两年后 3383 5698 结构封顶 1920 695 不考虑时效的施工模拟分析 活荷载施加 3224 2567 使用两年后 3224 2567 结构封顶 2663 1018 考虑时效的施工模拟分析（施工顺序一） 活施加 3918 2936 使用两年后 5667 6136 结构封顶 165 430 考虑时效的施工模拟分析（施工顺序二） 活载施加 1740 2823 使用两年后 3336 5602 此外通过施工模拟的分布计算结果可以推断，斜杆的内力主要是由于墙柱之间的竖向变形差引起的.
而对于超高层建筑往往需要应用伸臂桁架协同结构墙柱在地震下共同工作，以降低结构的侧向位移.
但是 设置了伸臂桁架会带来一系列结构问题，因而应当综合的考察伸臂桁架的利弊，设计中不要轻易设置，若 非要设置，优先采用有限刚度原则，尽量降低伸臂桁架带来的结构问题.
7竖向变形对防屈曲支撑内力的影响 张雄迪（1985-），男，硕士，工程师
因此，类似于伸臂桁架的斜杆的施工顺序，本文亦计算两种防屈曲支撑最终固结 的施工顺序：一、支撑构件在外框架施工至17层避难层以后，开始安装，安装进度同外框架的施工进度： 二、支撑构件在结构施工的最后阶段开始安装：斜杆的逐层的各阶段内力见图5所示.
独力 轴力() a）施工顺序一 b）施工顺序二 图5防届曲支撑分阶段逐层内力图 通过分析，由于混凝土的时效作用，结构的竖向变形使得支撑斜杆产生了一定内力，并且越是底部几层 内力越大.
结构在使用两年以后，中上部楼层的斜杆内力与选用何种施工顺序关系不大，但是当采用施工 顺序二时，结构的底部几层的斜杆内力基本上施工顺序一的二分之一.
在实际施工时应当优先选用施工顺 序二进行施工.
7结论 本文研究了超高层建筑海南大厦（钢管混凝土柱钢梁框架-钢筋混凝土核心筒体系）在竖向重力荷载下， 框架柱与混凝土筒体的竖向变形差异间题.
在分析过程中，考虑了混凝土的收缩和徐变，考虑了施工过程 的模拟，利用有限元程序SAP2000计算得出了以下结论： (1)通过计算，考虑了混凝土的时变效应、施工过程后，结构的最大竖向变形发生在中上部楼层处.
中补偿其竖向变形的压缩量.
(2）通过计算，考虑了混凝土时变效应、施工过程，结构变形规律与一次性加载的变形规律不一致.
结构构件由于收缩和徐变产生的非弹性变形占总变形的50%左右，增加了墙柱的变形差，应当在设计中 予以重视.
（3）通过计算，无论采用何种施工顺序，由于混凝土时变效应，结构的竖向变形将随着时间继续发展， 因而伸臂桁架的内力不可避免的存在，在设计中应当予以重视.
应当根据计算结果选择伸臂桁架斜杆的终 固时间及施工顺序.
（4）通过计算，同样由于混凝土的时变效应，防屈曲支撑与伸臀桁架斜杆类似，杆件都存在内力，底部 几层杆件的内力相对上部楼层内力要大很多.
当采用支撑构件在结构施工的最后阶段开始安装的施工顺序 时，底部几层杆件内力相对较小，在实际施工应当优先采用.
（5）通过计算，在竖向荷载的作用下，结构中的斜杆都存在较大内力，设计中不应该忽视这一部分不利 的影响，斜杆构件留有足够的余量以来抵抗水平作用.
参考文献 [1]高层混凝土结构技术规程（JGJ3-2002）[S].北京：中国建筑工业出版社，2002. [2]海南大厦超限工程抗震设防专项市查报告[R]北京：中国建筑设计研究院，2010. 张雄迪（1985-），男，硕士，工程师
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张艳辉、区彤等-双塔结构群体风效应试验研究及抗风设计应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 双塔 结构群体风效应试验研究及抗风 设计应用 张艳辉 ，区彤 ，许伟”，谭坚 （1.广东省建筑设计研究院，广州510010；2广东省建筑科学研究院.
广州510500） 提要：通过对实际超高层双塔结构的群体风效应开展风润试验研究，对有、无周边建筑情况下的结构整体风荷 载、楼层分布风荷载进行比较，分析了关键风向时的群体风干扰效应：将风洞试验给出的等效风荷载用于工程设 计并将其与规范结果进行了比较分析.
结果表明：不规则的群体建筑布局下风干扰效应与规范列出的风干扰效应 明显不同，须通过详细风润试验研究其影响并指导实际工程设计.
关键词：超高层建筑：双塔结构：风干扰效应：风润试验：抗风设计 1引言 通常而言，超高层建筑不会孤立地存在与城市之中，其周围密集的建筑群会对超高层建筑周围的流场 产生显著的影响，进而影响到作用在结构上的风力，这就是规范中提到的群体建筑风干扰效应.
由于这一 问题涉及到两个甚至多个建筑尺寸、形状、相对位置、风向以及地貌条件等非常复杂的因素，因此很难通 过系统的风洞试验研究来掌握普遍的规律.
我国《建筑结构荷载规范》虽给出了单一施扰建筑时的干扰 系数取值作为参考，但实际工程却很难直接找到对应的情况，使得设计取值时面临较大的困难.
目前已有 主要针对一些工程实例.
本文以欧浦国际商业中心这一超高层双塔结构为工程背景，通过开展群体风效应风洞试验研究，对有、 无周边建筑情况下的结构整体风荷载、楼层分布风荷载进行比较，分析了关键风向时的群体风干扰效应： 将风洞试验给出的等效风荷载用于工程设计并将其与规范结果进行了比较分析.
2风洞试验与分析概况 2.1风洞试验与分析概况 欧浦国际商业中心位于佛山市佛山新城，裙房屋面高度约22.0米，东座结构屋面高度约208.5米，幕 墙最高高度约221.2米：结构屋面高度为180.0米，幕墙最高高度约185米.
建筑效果图见图1.
风洞试验在广东省建筑科学研究院CGB-1大气边界层风洞内进行，风洞试验段截面尺寸为4mx2.8m， 采用刚性模型多点同步测压试验技术测量风荷载.
模型的几何缩尺比为1：350，在东座、西座和下部裙房 表面分别布置测点667个.
试验模拟C类粗糙度地貌，见图2所示.
风向角间隔取为10°，共有36个风 向工况，试验风速为12.6m/s，图3给出了风向角及主轴定义.
风洞试验进行了有、无周边建筑两种工况下的测试以考察群体建筑的干扰效应.
建筑刚性模型见图4 所示.
2.2结构风振分析概况 试验完成后根据测点位置及控制面积，采用高频覆面积分方法计算获得结构各楼层风力时程以及基底 力时程.
结合具体结构模型和参数，采用基于随机振动理论的频域方法进行结构的风振响应计算从而获得
承载力计算时，基本风压取为0.60kN/m²，阻尼比取为 0.05：舒适度分析时，风压取为0.30kN/m²，阻尼比取为0.02.
u 图1建筑效果图 图2边界层风制面模拟结果 图3风向角与结构主轴示意图 （a)无周边建筑时 (b）有周边建筑时 图4风润试验照片 3群体风干扰效应分析 3.1结构整体风荷载 表征结构整体风荷载的参数包括基底倾覆力矩（Mx，My)、基底总剪力(Fx、Fy)和底部总扭矩（Mz).
通 常底部总剪力随风向变化的规律与对应的倾覆力矩变化规律一致，因此本节仅分析Mx、My以及Mz在有、 无周边建筑两种工况下随风向角变化的曲线图，其中图5为东座塔楼结果，图6为西座塔楼结果.
从图中可以看出，总体而言，无周边建筑情况时的结构整体风荷载比有周边建筑时的风荷载大，这说 明大部分风向下，周边建筑对本项目的风干扰效应表现为遮挡的影响，对主体结构受力是有利的.
具体对 东座塔楼的风荷载数据进行分析可以看到：1）Mx在0°、180°及邻近风向时，周边建筑的影响大于90° 和270°，遮挡效应最为明显的风向角是180°：2）My在90°、180°及邻近风向时，周边建筑的影响较为 显著.
分析具体原因为：东座塔楼的风力受周围建筑的干扰分为两部分，第一部分为西塔的影响，第二部分 为其余周围建筑的影响.
本文所研究的双塔结构代表无论有无其他周边建筑的存在，东、西两座塔楼均同 时彼此产生影响.
270°风向时，西座处于东座上游，东座风力主要受西座遮挡影响，此时有、无周边建 筑两座工况东座整体风力相差不大：但当风向偏离至0°~180°区间时，有周边建筑下东塔风力明显低于 无周边时结果.
图5（c）为东座底部总扭矩随风向的变化曲线，可以看出，扭矩对周边建筑的有、无更为敏 感.
上述分析表明，由于周边建筑的复杂性，很难直接参考规范所列的群体风干扰系数来估计结构风荷载， 此时需进行多种周边建筑工况的风洞试验研究，以获得准确风荷载.
2
ER 8 w-fv-有周动 n-有周 00*260 00*260 0 399t30 0 尿风 NAAEGN 30et-ds t00t-05 图7有、无周边建筑时结构楼层分布风荷载（东座） 图8有、无周边建筑时结构楼层分布风荷载（西座） 4 结构抗风设计应用 各个荷载分量不一定同时达到最大峰值，用于主体结构设计需考虑风荷载分量间的组合系数，根据风 洞试验结果，得出主体风荷载控制是建议的组合工况，详表1.通过楼层等效静风荷载的形式施加到SATWE 3
提取 SATWE各工况的楼层位移和层间位移角结果，对比如图9至图12所示.
表1 风荷载组合系数 工况 风向角 东座 西座 Fx Fy Mz Fx Fy Mx 1 10 0.30 1. 00 0.25 0.45 1.00 0.65 2 150 0.45 1. 00 0.15 0.65 1. 00 0.80 3 300 1.00 0.50 0.10 1.00 0.70 0.40 4 110 1.00 0.45 0.10 1.00 0.55 0.70 工&I_AQ 周边 120T 工祝2_周地 无周迹 工况2_沈调 工况3_周边 - IR3 工祝4_周边 无周迹 工祝无周造 81C109 X抑梗层他移/mm 图9风荷载下楼层位移（东座） TR1 CRI TRI 2) 40 6o 80 0 [2) T向楼肥拉移/e 100 模品包移/ 图10风荷载下楼层位移（西座） 50* 30 16 工况4 C83 10 R值 0.00 0000 0005 0.00 0.0005 0.0010 0.0015 X向层网位移角 向层网位移角 图11风荷载下楼层层间位移角（东座)
对比可知，基本上规范荷载（C类，0.6kN/m²）计算结果要大于风洞荷载 计算结果，但东座的楼层位移规范荷载的计算值要小于风洞荷载计算值.
虽本项目高度较高，但风荷载下 的层间位移角均较小，满足广东高规的限值要求（东座：1/553，西座：1/596）.
结果分析表明对此双塔 连体类型建筑应考虑周边环境影响，风洞荷载应取多组不利组合，且设计时不能只考虑风洞荷载或规范荷 载，应按两者的包络设计.
5结论 本文以欧浦国际商业中心这一超高层双塔结构为工程背景，通过开展群体风效应风洞试验研究，比较 了有、无周边建筑情况下的结构整体风荷载、楼层分布风荷载，并将其用于工程设计，相关结论如下： （1）塔楼风力受周围建筑的干扰分为两部分，分别为双塔结构之间的影响和其余周边建筑的影响，风 向不同时表现出的干扰效应明显不同.
（2）群体建筑时双塔结构的楼层风荷载分布与规范楼层风荷载分布不同，直接影响后续结构计算的位 移和内力指标.
(3) 由于周边建筑的复杂性，很难直接参考规范所列的群体风干扰系数来估计结构风荷载，此时需进 行多种周边建筑工况的风洞试验研究，以获得准确风荷载.
（4）双塔连体类型建筑应考虑周边环境影响，风洞荷载应取多组不利组合，且设计时不能只考虑风洞 荷载或规范荷载，应按两者的包络设计.
参考文献 [1]建筑结构荷载规范（GB50009-2012)[S]北京：中国建筑工业出版社 2012. [2] KhanduriA C Stathopoulos T Bedard C. Wind induced interference effects on building review of the sta te of the art[J]. Engineering Structure 2001 20: 617- 630. [3]谢壮宁，顾明，保振华.任意排列三个高层建筑间顺风向动力干扰效应的试验研究[.工程力学，2005.22（5):136-141. [4]高层建筑混凝土结构技术规程（DBJ15-92-2013)[S].北京：中国建筑工业出版社 2013.
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张毅、梁佶等-小跨高比剪力墙连梁在设计中的问题和处理.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 小跨高比剪力墙 连梁 在设计中的问题和处理 张毅 ，梁估，李昆，王宏伟 （1.云南设计院集团，昆明 660228） 摘要：自2010年开始结构专业的规范、规程、图集都发布了新版本，同时相关的计算软件也进行相应的更新和 升级.
关于剪力墙结构的设计有若干新的规定，给设计人员带来了新的课题.
其中，小跨高比连梁超限是高层剪 力墙结构设计中一种常见间题.
结合高烈度区高层剪力墙结构住宅工程实例，探讨了由概念设计入手并结合设计 软件进行增强配筋设计，可为相关的工程设计提供一些新的思路.
关键词：小跨高比连梁增强配筋 1前言 剪力墙结构中，与剪力墙连接的梁称为连梁.
剪力墙是一种承受弯剪共同作用的构件.
在外力作用下， 可能出现剪切被坏，也可能出现弯曲破坏.
联系墙肢的连梁，对剪力墙的受力产生较大的影响，其本身的 受力条件也比较复杂.
一般情况下，连梁跨高比较小，而相连的剪力墙刚度却很大.
因此，连梁超筋超限 是剪力墙结构设计中的一种常见现象.
如果连梁发生破坏，各墙肢间就会失去约束而形成几个单独受力的 墙肢：个别连梁的破坏会引起其他连梁及墙肢间的内力重分布，进而造成整片剪力墙水平位移加大，承载 能力下降.
震害调查和实验结果均表明，连梁的破坏会导致剪力墙最终丧失承载能力.
目前在进行小跨比剪力墙连梁的抗震设计中，为防止连梁过早发生剪切破坏，通常在进行结构内力分 析时，采用较大幅度地折减连梁的刚度以降低连梁的作用剪力.
近年来对混凝土剪力墙结构的非线性动力 反应分析以及对小跨高比连梁的抗震受剪性能试验表明，较大幅度人为折减连梁刚度的做法将导致地震作 用下连梁过早屈服，延性需求增大，并且仍不能避免发生延性不足的剪切破坏.
如何在实际工程中确保连梁不发生因延性不足的剪切破坏，就是设计人员必须重视的问题.
2连梁的设计理论 2.1连梁的受力机理及破坏 在地震作用下，连梁可能因为承载力超限而破坏.
高层建筑剪力墙中的连梁在水平荷载作用下的破坏 可分两种，即脆性破坏(剪切破坏)和延性破坏(弯曲破坏).
连梁在发生脆性破坏时就丧失了承载力，当沿墙 全高连梁均发生剪切破坏时，各墙肢丧失了连梁对它的约束作用，将成为单片悬臂墙.
这会使结构的 侧向刚度大大降低，变形加大，墙肢弯矩加大，并且进一步增加P一△效应竖向荷载由于水平位移而产生 的附加弯矩），并最终可能导致结构的倒塌.
连梁在发生延性破坏时，梁端会出现垂直裂缝，受拉区会出现 微裂缝，在水平地震作用下会出现交叉裂缝，并形成塑性绞，结构刚度降低，变形加大，从而吸收大量的 地震能量，同时结构的地震效应减小，但在地震反复作用下，连梁的裂缝会不断发展、加宽，直到混凝土 受压破坏，在这一过程中连梁起到一种耗能作用.
另一方面，连梁出现塑性铰后并未完全丧失承载力，它 仍能通过塑性较继续传递弯矩和剪力，对墙肢起到一定的约束作用，使剪力墙保持足够的刚度和强度.
这 对于减少墙肢内力，延缓墙肢屈服有着重要的作用.
2.2连梁设计原则 在墙肢和连梁的协同工作中，剪力墙应该具有足够的刚度和强度.
在正常的使用荷载和风荷载作用下， 作者摘介：张载（1978.8-） 男 工程硕土 高级工程师
在地震作用下，结构允许进入弹塑性状态，连梁可 以产生塑性铰.
根据抗震设计规范总则的要求，建筑物在遗受低于本地区设防烈度的多遇地震影响时，一 重破坏.
因此，剪力墙的设计应该保证不发生剪切破坏，也就是要求墙肢和连梁的设计符合强剪弱弯的原 则，同时要求连梁的屈服要早于墙肢的屈服，而且要求墙肢和连梁具有良好的延性.
2.3连梁的概念设计 为了达到上面提出的要求，就有必要在设计初期确定结构方案时应用概念设计的方法对剪力墙的平面 布置，梁高的确定等做好控制，为施工图连梁的合理设计打下良好的基础.
a剪力墙平面布置应以“均匀，分散，对称，周边”的一般性原则为主导.
均匀，分散是要求剪力墙 的片数要多，每片的刚度不要太大.
不要仅设置一两片刚度很大、连续很长的剪力墙，这是因为片数太少， 地震中万一个别剪力墙破坏后，剩下的几片墙难以承受全部地震力.
同时由于单片墙刚度太大，使得其承 受的地震弯矩也较大，从而使得连梁的截面设计也变得非常困难.
b)连梁的截面高度应适宜，连梁的刚度、承载力和变形能力能够与墙肢相匹配，避免连梁过强而使墙 肢产生较大拉力而过早出现刚度和承载力退化.
一般情况下，联肢墙宜采用弱连梁，即在地震作用下连梁 的总约束弯矩不大于该层联肢墙所承受的总弯矩的20%.
c在平面布置时，不宜将楼面主梁支承在剪力墙之间的连梁上.
因为，一方面主梁端部约束达不到要 求，连梁没有抗扭刚度来抵抗平面外弯矩：另一方面对连梁不利，连梁本身剪切应变较大，容易裂缝，主 梁支承在连梁上使得连梁更加容易出现剪切破坏.
而且计算时不宜对该连梁刚度进行折减，增加了连梁设 计的困难.
3工程实际中对超限连梁的处理方法 在工程实际中，由于建筑功能的要求，特别是高层住宅对外立面门窗洞口的尺寸限制，上述念设计 的原则不一定能全部得到满足.
而且实际情况千变万化，由于主客观条件的限制，在实际工程设计中，连 梁超筋是经常出现问题.
根据长期工程设计的经验，在此提出一些剪力墙连梁设计的方法供大家参考和交 流.
1）对连梁刚度进行折减 连梁由于跨高比小，与之相连的墙肢刚度大等原因，在水平力作用下的内力往往很大，连梁屈服时表 现为梁端出现裂缝，刚度减弱，内力重分布.
因此在开始进行结构整体计算时，就需对连梁刚度进行折减.
剪力墙连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于0.5.
”同时，此条在条文说明中明确：“通常，设防烈度低 时可少折减一些（6、7度时可取0.7），设防烈度高时可多折减一些（8、9度时可取0.5）.
折减系数不宜 小于0.5，以保证连梁承受竖向荷载的能力.
2）减小连梁截面高度 当连梁名义剪应力超过限制值时，加大截面高度会吸引更多剪力，更为不利.
减小截面高度，连梁刚 度也随之减小，也就减少了地震作用的影响，使连梁的承载力有可能不超限.
3）加大洞口宽度 洞口宽度加大后，连梁跨度也虽之增大，在连梁截面高度不变的情况下，同样起到了减小连梁刚度的 作用 4）考虑连梁不参与工作 显影响时，可按独立墙肢的计算简图进行第二次多遇地震地震作用下的内力分析，墙肢截面应按两次计算 的较大值计算配筋.
”同时，此条的条文说明中明确：“假定连梁在大震下剪切破坏，不再能约束墙肢，因
第二道防线的计算没有了连梁的约束，位移 会加大，但是大震作用下就不必按小震作用要求限制其位移.
在工程实践中，通常是把连梁两端改成铰支座或把连梁高度改为小于300mm（在pkpm的satwe程序 中，当连梁高度小于300mm时即不考虑连梁作用）.
5）连梁中配置斜向钢筋 连梁相对作用剪力（即不折减或有限折减连梁刚度）的条件下提高连梁的延性，使该类连梁发生剪切破坏 时，其延性能力能够达到地震作用时剪力墙对连梁的延性需求.
根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010 第11.7.10条的规定：“对于一、二级抗震等级的连梁，当跨高比不大于2.5时，除普通箍筋外宜另配置斜 向连梁中配置斜向钢筋”.
同时，在《混凝土结构施工图平面整体表示方法制图规则和构造详图（现浇混 凝土框架、剪力墙、梁、板）11G101-1图集中提出三中形式：连梁交叉斜筋配筋构造、连梁集中对角斜筋 配筋构造、连梁对角暗撑配筋构造.
在以往工程中，由于电算程序不支持、手工计算配筋工作量大，采用 此方法并不多.
在pkpm2010升级为2012.6.30版本后提供斜向配筋的计算，使连梁中配置斜向钢筋在工程 中应用可以大力推广.
4工程实例 昆明某小区地上32层剪力墙住宅，建筑面积30000m2，结构平面布置如图1所示.
16层剪力墙厚 300mm 7~15层剪力墙厚250mm，16层以上为200mm;墙混凝土标号15层以下C40 16~24层C35 25层以 上为C30.抗震设防烈度8度，Ⅱ类场地土.
标准层结构平面布置图见图1.
4.1电算结果比较 00 99 $9 19 9 9 9 9 9 9 099 68 8 图1某高层剪力墙住宅结构平面布置图
住宅项目对门窗洞口、剪力墙 布置等可调整的范围较小，因此主要通过对连梁配置交叉斜筋解决连梁超限的问题.
SATWE电算结果见图 2、图3.
3.2交叉斜筋连梁计算 选取超限值较大的连梁进行计算，因连梁的宽度为300mm.
根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010 第11.7.10-2）条之规定，斜截面受剪承载力应符合下列要求： Vub ≤[0.4f;bhg (2.0sin 0.6 ) fyAs] (1) (sfyAyt) (2) 式中：n一箍筋与对角斜筋的配筋强度比，当小于0.6=时取0.6，当大于1.2时取1.2： a一对角斜筋于梁纵轴的夹角： fyd一对角斜筋的抗拉强度设计值： Asd-单向对角斜筋的截面面积： Asv一同一截面内箍筋各肢的全部截面面积.
连梁跨高比为1200/600=2，当V=761KN时，Asg=1200mm2.
根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010 第11.7.11条之规定，剪力墙及筒体洞口连梁的纵向钢筋、斜筋及箍筋的构造应符合下列要求：“1连梁沿 上、下边缘单侧纵向钢筋的最小配筋率不应小于0.15%，且配筋不宜少于2012：交叉斜筋配筋连梁单向对 角斜筋不宜少于2012，单组折线筋的截面面积可取为单向对角斜筋截面面积的一半，且直径不宜小于 12mm;2交叉斜筋配筋连梁的对角斜筋在梁端部应设置不少于3根拉筋，拉筋的间距不应大于连梁宽度和 200mm的较小值，直径不应小于6mm.
“故此连梁的配筋见表1.
表1连梁交叉斜筋配置表 连梁编号 单侧对角斜筋 单侧折线筋 梁端拉筋 LL (JX) XX 2 25(982mm²) 2 18(509mm) 10e200 注：梁端左右对称配置 三、构件设计验算信息 二个哥量大是 RSteel Aev =- 360. (kNm) 031 0 1 0.49 826. （3） 720. 556. 0.31 0.31 0.31 55 556 ( 0.31 0 31 849 0.51 Rav 2234 223 2193 2152 2i4 289 Aat' 301. Fv=D.18*fc*BHo 592. 589. > Fv=0. 1β*fc*BHo= 586 > Fv=0. 1B*fc*BHo= Fv=0. 1Bfc*BHo= 564. 683 664: 564. 743. 图4某连梁超限计算结果图
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张欣、夏绪勇等-应用PKPM进行空间结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 应用PKPM 进行空间结构 设计 张欣 ，夏绪勇 ，黄吉锋 （中国建筑科学研究院，北京100013) 摘要：体育场馆、会展中心、剧院等建筑结构常采用大跨空间钢屋盖结构支撑于下部钢筋混凝土结构上构成，这 类整体结构形式往往比较复杂，采用传统的层模型无法达到其设计要求，需要采用空间结构建模，考虑上下部共 同作用总装分析.
本文在对PKPM的空间建模模块SpasCAD、复余结构分析软件PMSAP系统介绍的基础，提供了 PKPM针对这类空间结构便捷而全面的设计手段，并对其中若干需要注意的问题加以详细阐述.
关键词：空间结构：总装分析：SpasCAD：PMISAP 1.前言 实际工程中，除了常规的标准层模型结构外，还有一些上部大跨空间钢结构支承于下部钢筋混凝土结 构来构成，如体育场馆、会展中心、剧院等建筑，空间结构往往比较复杂，采用传统的层模型无法达到其 设计要求，需要采用空间结构建模，考虑上下部共同作用总装分析.
应用PKPM的空间建模模块SpasCAD 与PMSAP分析程序可以进行这类空间结构建模、分析与设计.
SpasCAD是三维空间建模软件，其底层数据结构以具有X、Y、Z三个坐标的节点及空间网格，作为最 基础的描述数据，杆件、墙板、荷载等信息都在此基础上建立.
和PMCAD不同，SpasCAD中没有平面网格 及标准层概念，也没有楼层组装，操作都是针对自然层模型.
：-（5064) 2506 20290.0 6045343 DRIA Fank 图1三维空间建模体系的 SpasCAD 正因为此特点，杆件的布置不再受到平面网格的限制，而且楼层关系直接通过自然层表现，连接关系 更直观.
通过空间网格定位，布置出更为复杂灵活的空间模型，如体育场馆，工业通廊栈桥等.
这类结构形式一般都比较复杂，如经常会采用上部空间桁架，下部框架看台的形式，平面立面都不规 则：上部钢结构桁架竖向振动，温度应力的释放，非比例阻尼，支座的设置等：特殊荷载的施加及设计组 作者簧介：张欣，1977.1出生，男，硕士，工程师
图2钢结构网架的竖向振动 2.SpasCAD灵活的建模方式 2.1PMCAD/SATWE的导入导出 分析表明，对于规则结构部分用PMCAD建模，并导入到SPASCAD进行深入的整体设计的需求量大，功 能使用率高.
为此直接利用SATWE生成模型核心模块并采用统一处理流程，并更全面读取设计参数，保证 处理方式最大的一致性3.
图 3 PMICAD/SATWE 模型导入到 SpasCAD 同时v2.2新版程序中，增加了导出到PMCAD的功能.
处理复杂外立面的情况，SPASCAD在三维状态下 有着更高的建模效率，联合PMCAD的优势，实现双向模型互通，达到事半功倍的效率.
可 可 可 TER
在读入dxf时同时读入其图层并导入选择集，对于布置杆件、 荷载等十分方便.
子结构拼装则完成两部分的衔接，既可以对两个结构部分独立分析，也能完成整体分析 设计.
图5复杂析架/网架的dxf带图层导入及子结构拼装 2.3模型自动检查功能 通过大量工程的分析表明，在混合结构和复杂异形结构设计中，查找发现错误往往是困难的.
建立复 杂模型本身和正确处理其中连接关系具有同样的重要性.
为了解决复杂结构模型中的建模错误难以发现、 难以查改的间题，针对实际工程中容易出现的问题，模型检查提供了节点间距检查、短构件检查、重合网 格检查、悬臂构件检查、异形墙板检查、重合墙板检查、简单机构检查、模拟施工3（构件级）定义检查、 荷载有效性检查等.
如在SpasCAD中，节点网格是最基本数据，而构件则依据网格布置，如果节点间距过 近往往说明构件相互关系不合理，具体检查数值中，50mm是节点归并的距离，如果节点间距小于此值则需 要检查节点的布置是否出现错误.
此外500mm内间距也是容易出现错误的地方，例如PMSAP对于在截面范 围内碰撞的构件做了强制协调，会导致振型周期内力都会出现问题.
所以程序推荐了50mm和500mm各检 查一次 视重检查 检 1.里利间图小干化时点（） .量甲长度小平此件（m）00 (认各位查一次) 1.重会用格 （合，自地不存置构件担网格） 4.是键构件 6.检者重合输核 2)度小于100(m的: 1.描羊机构查 .模拖工s）定义检查 LEY T 全 95 232月28.P 29.9) 图6模型检查功能 3.PMSAP特色功能 3.1通用支座的运用
与下部混凝土 看台连接部位一般需要设置滑动阻尼支座来释放此部分应力.
SpasCAD中可以设置通用支座来计算这种连 接单元.
通用支座可以设置局部系方向上的刚度及阻尼系数，将x，y向的刚度设为0即可模拟滑动支座 的工作状态" 图7通用支座 铅芯橡胶支座的阻尼系数C=K*T**1/，其中K：支座等效刚度：T：支座基本周期：：支座等效阻 尼比： 3.2斜墙板分析及设计 在场馆设计中，由于造型的需要经常会出现斜墙斜板斜柱.
斜墙的受力特性和普通墙是有很大区别的， 为此SpasCAD接力PMSAP计算中，对斜墙做了特殊处理，首先将计算单元设置自动转为弹性板6，对于开 洞的斜墙还要自动按洞口的位置，将墙划分为几块弹性板来计算，这种单元的分析精度是非常高的.
在设 计阶段对斜墙按应力进行配筋.
图8斜墙分析 对于斜板，PMSAP可以对弹性板进行配筋设计，在SPASCAD中可以在板上施加荷载并可以选择按有限 元方式导荷，传递到PMSAP中按实际情况进行受力分析.
3.3自定义工况及组合 A.98 灯 增加工会 EN 图9自定义组合
SpasCAD可以 增加自定义工况，并根据需要布置荷载.
对于自定义组合，程序根据设计参数的不同，会自动增加参数工 况的组合选项.
对于需要屈曲分析的工程，可以增加屈曲组合，用“BUCKLING”识别.
针对复杂工程荷载 类型和组合项目繁多的情况，还特别设计了EXCEL方式导入荷载定义和组合定义.
3.4多向风处理 法.
图10复杂体型结构的风处理 首先，程序提供了简便的自动计算风荷载的方法.
通过填写参数，如基本风压，分段体型系数等，程 序自动搜索建筑物外轮廊，并完成风荷载的计算.
对于体型复杂的屋盖部分，也可以由程序自动搜索屋顶 挡风面并完成屋面风的计算.
星面风 分款效 程序自动计算屋面风 止层号 法向风体形系数 1.3 体型不 （第一个起始号为件且共止届号为-1时：全楼取第一个体型系始） 1.3 切向风体形系数 -1 图11填写参数的方式计算风荷载 进一步，对于下部结构比较规则，而上部复杂体型部分精确输入风荷载的结构，可以采用参数风与手 工风叠加的方式，更精确的输入屋面等体系复杂处的风荷载，同时保持规则结构部分输入的简便性.
而对于结构不对称，正反向风不能简单组合反号处理，异型结构需要对多个方向的风进行计算等情况， 提供了多向风输入风荷载标准值的方法，来准确计算风对结构的影响.
可以对每个风工况下复杂体型结构 部分单独定义风荷载，同时仍可以对每向风自动计算规则结构部分的风荷载，并将两部分叠加计算.
图12 多向风的计算 新版程序在输入风荷载标准值的基础上，进一步提供了输入各风工况体型系数的功能，简化的风荷载
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张宏、田春雨等-天津117大厦振动台试验研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 天津高银117 大厦模型振动台 试验研究 张宏 ，田春雨 ，肖从真曹进哲郝伟李建赢 （中国建筑科学研究院北京，100013） 提要：天津高银117大厦地上共117层，建筑高度597m，塔楼结构由钢筋混凝土核心筒，带有巨型支撑、 巨型框架构成的周边结构，构成了多重抗侧力体系.
为确认结构在地震作用下的安全性，对地上塔楼结构进行了 模拟地震振动台试验.
试验模型比例为1：40，主要采用微粒混凝土及黄铜制作.
试验结果表明，结构可以满足 规范的抗震设防要求，基本达到了设计要求的抗震性能目标，试验结果与原型结构的计算结果基本符合.
在试验 及分析结果基础上，对结构设计提出了改进意见与措施，进一步保证了结构的抗震安全性.
试验为国内外类似的 超高层建筑的结构抗震设计提供了参考.
关键词：超高层结构：振动台试验：抗震设计：天津高银117大厦 1工程概况 天津高银117大厦是一幢以甲级写 字楼为主，并且附有六星级豪华商务酒店 及相关设施的大型超高层建筑，总建筑面 积约37万平方米.
塔楼高597米，大大 超过中国高层建筑设计规范限值，为超B 级高度的建筑.
塔楼地面以上117层，地 面以下3层.
结构平面布局呈正方形，其 尺寸沿竖向逐渐内收，办公层平面边长由 65米逐渐收进至50米，酒店则由50米 收进至45米.
结构平面长宽比为1：1， 钢筋混凝土核心筒位于结构正中，整体结 构布置规则、对称，无凹进.
本工程塔楼采用了多重结构抗侧力体 系，该体系由钢筋混凝土核心筒、带有巨 型支撑的巨型框架构成多道设防的结构体 系，提供必要的侧向刚度，共同抵抗水平 地震及风荷载.
其中，巨型支撑筒和核心 筒占主要作用.
塔楼结构存在高度超限、 加强层等超限内容，且抗震设防类别为乙 类，为了确保塔楼结构在地震作用下满足 规范要求，了解其结构特性和地震效应， 对地上塔楼结构进行模拟地震振动台试 验.
图1建筑效果图 图2计算模型 图3振动台试验模型
采用砂浆模拟混凝土，铅丝模 材料 弹模（GPa） 强度（MPa） 拟钢筋，用黄铜模拟钢结构和型钢混凝土结构 原型 砼C50C60 3. 253. 6 26. 838. 5 中的钢材.
主要材料砂浆和黄铜的材料属性如 模型 砂浆 表1所示，表中混凝土强度为抗压强度标准值， 1. 014 11. 62 钢材强度为屈服值，砂浆和黄铜强度及弹性模 原型 钢材 Q345 210 345 量为试验值.
与原型材料相比，模型材料的强 模型 黄铜 83.86 11 度和刚度均基本满足相似比关系.
2.2试验相似关系 表2模型相似关系（缩尺模型/原型） 试验模型长度相似比（缩尺比例）为 物理量 相似关系 物理量 相似关系 1/40，根据模型材料性能，确定材料弹模相似 长度 1/40 质量密度 5. 128 比S为1/3：根据振动台承载能力，确定质量 弹性模量 1/3. 0 时间 密度相似比为5.13.通过以上三个相似比， 0.0981 推导得到模型的其他相似关系如表2.
频率 10. 20 加速度 2.6 2.3模型设计及简化 塔楼结构嵌固部位为地下一层夹层（B1M），试验模型中包含地下一层，地下一层竖向构件嵌固于模 型底板上：模型地上部分包括塔楼及与塔楼相连的的裙房（T1-1~T1-10轴范围）.
根据原型结构体系的特点，在满足试验目的的前提下，对模型结构进行一定简化，以加快模型加工 进度，减少加工误差，简化主要有以下措施： 1）结构中的主要抗侧力构件包括核心筒、巨型柱、周边支撑及水平杆件、环形桁架，均根据原型结 构严格按照相似关系缩尺制作.
2）结构体系中，周边次框架由边梁及小柱构成，约每15层为一段，将竖向荷载通过转换桁架传递 至四角巨型角柱.
周边次框架主要传递重力，对结构抗侧力能力影响较小，模型试验中对其进行适当简化， 以突出主要结构，加快模型试验进度.
进行简化时，外围钢柱及钢梁保留：在非加强层，每隔一层去掉一 层楼面体系（见图4）.
将抽掉楼层的重力荷载代表值均分到上下楼层相应位置上，使荷载沿竖向的分布 与原结构基本相同，只是更加集中一些.
此种简化方法已在类似的巨型框架超高层结构模型试验中采用.
3）将由组合楼板、H型钢梁及栓钉组成的楼板体系简化为钢板一微粒混凝土组合板，保证简化后楼 面体系与原型结构的面内和面外刚度基本满足相似关系，并有效地将楼面配重传递到周边钢梁和巨柱上.
4）关键节点构造按照原型结构的做法进行适当简化和加强，保证其刚接、较接关系，避免模型试验 中节点过早破坏引起结构失效，影响对结构整体抗震性能的研究.
节点以焊接为主.
5）配重主要布置在核心筒及外围巨柱之间楼面上.
模型设计过程中，通过计算分析，保证以上简化证基本不影响结构整体的动力特性和地震反应.
简 化模型与原型计算结果的比较见表3及图5.
振动台试验模型的加工与结构实际施工过程相似，也是采用逐层施工的方法.
型钢构件均采用黄铜 板焊接而成.
每层先安装钢构件（钢柱是若干层一次安装的），绑扎竖向构件钢筋，浇筑竖向构件，然后 施工水平构件.
模板采用聚苯材料.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表3简化前后周期比较 周期（s） 质量参与系数 序号 抽层模型 原型 抽层 原型 拍品 X Y RZ X Y RZ 拍居 T1 9.08 9.07 49.97 0.00 0.00 50.06 0.00 0.00 拍器 T2 8.99 8.98 0.00 49.41 0.00 0.00 49.49 0.00 T3 3.74 3.46 0.00 0.01 45.63 0.00 0.00 47.17 拍居 L 3.04 2.93 0.00 0.00 0.00 21.93 0.00 0.00 推品 T5 2.94 2.85 21.92 0.00 0.00 0.00 21.45 0.00 T6 1.65 1.54 0.00 21.39 0.02 0.00 0.00 12.61 T7 1.52 1.51 0.00 0.00 0.00 8.07 0.00 0.00 T8 1.45 1.45 0.00 0.00 0.00 0.00 7.69 0.00 图4模型抽层简化示意图 594 594 594 8 Y向误差 高 X向误差 494 494 494 394 394 Y向视差 x向误差 394 294 Y向误差 294 294 X向误差 194 194 194 94 94 94 6 10% 5% 0% 5% -6 6 -2% 1% 0% 1% 2% %6%9%%0 %℃%9%6- 棱层剪力误差（原/简化-1） 位移误差（原/简化-1） 层间位移误差（原/简化-1） 图5模型简化后与原型计算结果误差比较 3试验装置及工况 试验在中国建筑科学研究院模拟地震振动台上进行.
该振动台台面为6X6m，载重量60吨，可进行空 间6自由度振动.
在结构模型底板布置三向加速度传感器，测试实际的地震输入.
关键楼层布置加速度计测点，用来 得到结构各层的水平平动、竖向及扭转反应.
在结构受力的关键部位粘贴应变片，测量在地震作用下关键 部位构件的受力情况.
主要布置在核心筒根部、巨型柱根部、巨型斜撑、转换桁架等关键部位构件上.
本工程所在地区抗震设防烈度为7.5度，采用与设计计算相同的地震波包括五组天然地震波及两组人 工波进行试验：输入方向采用X、Y单向、X0.85Y0.65Z三向.
分别进行了7.5度小震（峰值加速度 55cm/s²）、7.5度中震（峰值加速度150cm/s²）、7.5度大震（峰值加速度310cm/s）和8度大震（峰值 加速度400cm/s）下的试验.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4试验结果 4.1结构自振特性 试验模型经历从小震到大震的作用过程中，模型的自振特性发生了相应变化.
通过白噪声激励，测 得试验开始前及各级地震作用后模型的自振特性.
在历经各次振动后，模型X向及Y向一、二阶动力特性 的变化见表4.
随着地震输入强度的逐步加大，结构模型的自振周期变长，阻尼比增大，说明结构随地震 波输入增大，模型开始出现损伤并不断发展，导致结构整体刚度逐渐下降.
表4白噪声激励试验工况下模型自振特性及阻尼比的变化 X向 ￥向 工况 一阶 二阶 阻尼比 金 二阶 阻尼比 频率 Hz 周期S 频率Hz 周期s % 频率Hz 周期S 频率 Hz 周期S % 试验前 1.08 0.93 3.58 0.28 1.10 1.09 0.92 3.71 0. 27 1.20 7.5度小震后 1.03 0.97 3.41 0.29 1.20 1.04 0.96 3.70 0.27 1. 20 7.5度中震后 1.03 0.97 3.30 0.30 1. 30 1. 04 0. 96 3. 50 0. 29 2.00 7.5度大震后 0.97 1.03 3.17 0.32 2.40 0.99 1. 01 3.40 0.29 2.10 8度大震后 0.95 1.05 3.08 0.32 2.70 0.96 1. 04 3. 21 0.31 4. 50 4.2试验过程及主要现象 试验模型经历了相当于从7.5度小震到8度大震的地震波输入过程.
7.5度小震过程中，结构整体振动幅度小，模型结构其他反应亦不明显，未听到构件破坏响声.
输入 结束后，模型各方向频率略降，通过试验后观察和影片结果，可说明小震作用下结构整体完好，达到了小 震不坏的要求.
7.5度中震过程中，模型结构振动幅度有所增大，但整体动力响应不剧烈，有轻微响声.
结构上部在 单向地震作用下，出现了双向平动现象（顶部转圈平动），但仍未出现明显扭转.
7.5度中震结束后未观 察到外部结构构件损伤，模型X、Y方向一阶频率均未进一步下降，说明结构损伤轻微，关键构件完好.
7.5度大震过程中，模型结构振动明显增强，仍以整体平动为主，扭转效应不明显.
7.5度大震结束 后核心筒连梁端部出现少量裂缝，结构角部巨柱、巨型斜撑及转换桁架未发现损伤，模型结构自振频率有 所下降，其中X向一阶降低10.19%、Y向一阶降低9.17%.
说明整体结构构件出现损伤，但结构仍保持良 好的整体性，这说明有较结构具有良好的延性和耗能能力.
8度大震过程中，模型结构振动剧烈，伴随较大焊缝开裂声，位移以整体平动为主，扭转效应不明显.
模型结构自振频率继续下降，其中X向一阶降低12.04%、Y向一阶降低11.93%.
在8度大震的作用后， 模型结构虽出现一定损伤，但仍保持了整体性未倒竭，这说明结构有一定的抗震储备能力.
试验后卸除配重，对模型损伤进行了观察和记录.
角部巨柱、巨型斜撑、转换桁架未发现损伤：少 量连梁端部出现裂缝，上部及下部剪力墙出现较多损伤，其中53层相对严重，典型损伤情况如下图所示.
86层 北侧 54层 南侧 北侧 4层 85层 53层 图5墙体典型受压损伤 图6墙体典型受拉及受剪损伤 图7境体损伤相对严重的53层
曲线表明111层以下各层动力放大系数变 化不大，除个别点外动力系数介于1~1.5之间.
结构顶部111层以上动力放大系数迅速增大，这是由于鞭 梢效应造成的，随地震输入的增大，动力系数呈下降趋势，这是结构损伤造成的.
Y向动力相应与X向相近.
120 120 楼层 120 棱层 100 100 人工被2-三向 天然波4-三向 100 80 天然波5-三向 80 80 人工波1-三月 7.5度大 60 人工波2-三向 60 8度大 天然波1-三向 40 40 20 03 动力系数 动力系数 动力系数 0.0 1.5 3.0 45 0. 0 1. 0 2.0 3. 0 0.5 1.0 1. 5 2.0 2. 5 7.5度小震动 7.5度中震 7.5度及8度大震 图8模型X向动力系数沿楼层分布 模型X向相对台面位移最大值与楼层的关系曲线见下图，结构各层位移反应整体沿层高变化较平缓， 各层位移的最大值沿高度基本上呈线性形分布，无明显突变，这说明结构体系设计合理，侧向刚度沿竖向 分布较均匀.
随着地震波输入峰值的增大，各测点位移反应也不断增大.
三向地震波输入作用下结构位移 反应与单向输入相近，这是说明结构平面较规则，扭转反应不明显.
Y向位移反应与X向相近.
120 楼层 120 楼品 120 楼层 100 100 100 80 08 80 60 60 60 7.5度大震 人工波2-三向 天然波4-三向 8度大 40 人工波1-三向 40 天然波5-三向 40 人工波2-三向 20 天然波5-三向 20 20 位移a 位移an 位移m 0 10 15 20 10 20 30 40 40 80 120 7.5度小震动 7.5度中震 7.5度及8度大震 图9X向楼层位移沿楼层分布 模型两方向层间位移角均在顶部较大，X向层间位移角最大值与楼层关系曲线见下图（Y向相近略）.
然波1，顶层）：Y向7组波均值最大层间位移角为1/610（顶层）单组波最大层间位移角为1/472（天然 波1，顶层）.
小震作用下的层间位移角符合设计小于1/500的性能指标要求.
7.5度大震作用下，X方向最大层间位移角出现在顶层为1/105：Y方向最大层间位移角出现在顶层 为1/106.
大震作用下模型结构的层间位移角符合小于1/100的设计性能目标要求.
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