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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张剑、刘强等-考虑高振型阻尼影响的大震弹塑性时程分析研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 考虑高振型 阻尼影响的大震弹塑性 时程分析研究 张剑 ，刘强 ，刘畅 （深圳大学建筑设计研究院.
深圳518060） 摘要：本文介绍了考虑高振型阻尼影响弹塑性时程分析的原理与方法，并通过对沈阳宝能环球金融中心T2塔 楼的大震弹塑性分析，比较了考虑高振型阻尼影响与未考虑高振型阻尼影响结果的差异性.
关键词：弹塑性时程分析，高振型阻尼比，阻尼矩阵，瑞利阻尼.
1问题提出 结构分析主要目标之一是获取结构的位移场、应变场及应力场，由于三者之间具有密切的关系，故我 们仅需获得结构位移场即可.
通过离散化的方法，按粘性阻尼理论，可将结构的弹塑性动力学方程表达如 下： Mii Cii Ku = F() (1) 式中：u为节点位移向量，结构连续体的位移场可通过节点位移向量求得.
M为质量矩阵，C为阻尼矩阵， K为刚度矩阵，F为外力向量函数，t为时间变量，地震作用时，若不考虑地基的变形影响，则可取 F(1)=-Ma，其中i，为地面运动加速度，即地震波.
在结构动力学中，阻尼的选取对计算结果较为敏感，故应非常谨慎对待.
在一般分析精度要求下， 可采用瑞利（Rayleigh）阻尼来定义阻尼，即（1）式中的阻尼矩阵C表达如下： C=αMβK (2) 式中：α为质量阻尼系数，β为刚度阻尼系数.
α与β是难以直接确定的，但可根据它们与振型阻尼比的关系来间接确定.
对多自由度力学系统，有如下关系： 5 =（a1coβo)/2 (3) 式中：；是系统圆频率为0，时的阻尼比，其值可根据特定的材料在自由振动的情况下振动幅值的衰减情况 测得.
对混凝土材料来说，可取0.05，对钢材料来说，可取0.02，而且可认为各阶频率下的阻尼比是相 同的.
对混凝土结构来说，可假定各阶频率下的阻尼比均为0.05.阻尼矩阵C由两个参数来决定，此时根 据（3）式可知，阻尼矩阵C仅能保证两个振型的阻尼比为0.05，难以保证其它振型的阻尼比为0.05，此 时也可通过（3）式求得系统圆频率为?时的计算阻尼比号，如果号0.05，则导致计算结果对振型j阻尼估计过 大，效应偏小，可能导致设计偏不安全.
在许多情况下，一些结构分析软件仅能考虑质量阻尼系数的影响， 因此如果仅采用质量阻尼系数，并按结构基本频率来计算质量阻尼系数，即α=25，对高振型的阻尼 比，有号=α（(2），此式表明，高阶振型阻尼比随频率变大而变小，也即对高振型阻尼比估计偏小，也 即导致结构效应偏大，设计偏保守，所以如何正确构造阻尼矩阵以考虑高振型阻尼的影响是一个重要的间 题.
作者简介：张剑（1963-），男，碳士，教授级高工
令u=Z (4) 上式中为（1）式无阻尼自由振动方程的nxn阶正则化后的振型矩阵，Z为n阶广义自由度向量.
将（4）式代入（1）式并左乘，则有： MZ6CKZ=F(1) (5) 由于的正交性，即有： M =I=diag([1 1 . 1]) (6) 上式中，I为nxn阶单位矩阵，diag（为对角阵函数.
且gK为对角矩阵，因此要使方程（4）可解耦， C必为对角阵，亦即： C= diag(lc C...c 1) (7) （5）式变为如下方程： （）=zzzu (8) 式中：m=M，c =C.k²=K，i=1 2. n.
令=c/2cm，即第i振型的阻尼比，（8）式变为： 25 Z ²Z =F(r)/m (9) 故有： c=25 0m (01) 由上可知，阻尼矩阵按如下方式构造必能实现预定的两个目标.
W9（）W= (11) 上式中，符号*（非上标时）为矩阵运算中的乘号.
作一个验证，对（11）式分别左乘和右乘，并根据（6）式，则 ([）)p=W() pW= (12) 由（10）与（12）式，可知上述阻尼矩阵的构造实现了两个预定的目标.
出于对计算效率的考虑，振 型并不须取满，即取前m（m<n）个振型即可，（11）式则写成实用的表达式如下： (13) 上式中，为第i阶正则化后的振型矢量（n维列矩阵），”为转置向量（n维行矩阵），*为nxn 阶矩阵，=[，]. 另外，由于M为对称矩阵，易知C=CT，即C为对称矩阵. 采用通用有限元分析软件ABAQUS6.11来实现上述做法，具体步骤如下： 1）质量凝聚 每层采用1个或2个或2个以上质量凝聚点进行凝聚，并求出质量凝聚点的质量与坐标. 若每层考虑 2个及2个以上质量凝聚点，则可考虑扭转振型阻尼的影响： 2）获取各振型的周期与相应质量凝聚点的振型位移： 3）对不同的材料指定阻尼比，按应变能阻尼理论，求出各振型的阻尼比： 4）编制用户子程序求出阻尼力，并将其阻尼力加载到结构中，进行弹塑性时程分析. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3实际算例 3.1工程概况 宝能环球金融中心位于沈阳市中心区沈河区，T2塔楼总建筑面积约14万=，首层为大堂，2至7层 为宴会厅等酒店配套用房，9层至43层为办公用房，45层至48层为酒店大堂及配套用房，49层至63层 为酒店客房，64层至66层为酒店配套和设备层. 共设置3个避难层，分别位于8层、26层及44层. 主 体结构高度296.1m，幕墙顶点高度为328m，建筑效果图及结构3D模型见图1. 图1建筑效果图及结构3D模型 结构体系为框架一核心筒结构，框架柱均采用型钢混凝土，钢筋混凝土核心筒在结构33层以下设置 型钢暗柱. 为满足首层大堂及宴会厅的要求，抽掉七层以下四边外框中柱，采用钢结构人字斜撑转换， 斜撑从首层楼面伸至7层楼面，结构7层及以下与支撑相接的外框梁采用钢梁，其他梁为钢筋混凝土梁， 8层～52层的框架梁采用钢筋混凝土梁，53层及以上的框架梁采用钢梁. 结构平面布置规则，办公层和酒店层的建筑平面图见图2. 图2办公层和酒店层平面图 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.2计算模型与相关参数选取 根据安评报告，本场地特征周期为0.4s，大震分析时取0.45s. 弹塑性动力时程分析时，时长为50s， 步长为0.02s，地震加速度最大值为220cm/s². 取地下室顶板以上结构为弹塑性动力时程分析对象，地震波从地下室顶板处的竖向构件端点输入，结 构分析模型由弹塑性梁单元与弹塑性壳单元构成. 梁与柱采用可考虑线性剪切变形效应的Timoshenko梁单元B31，一般单元长度为1～2m，计算过程 中的单元刚度通过截面内和长度方向两次动态积分得到. 钢筋混凝土梁与柱由混凝土梁单元与钢筋梁单元 叠合而成，钢筋梁单元截面为箱形截面，其几何尺寸由梁与柱的配筋量求得. 墙、楼板及连梁采用4节点缩减积分壳单元S4R，厚度方向分为5层，一般网格尺寸1~2m，壳内纵 横方向按实际的墙与板的配筋量配置4层钢筋，剪力墙的暗柱按规范要求与剪力墙的墙身分割开，按实际 的配筋配置暗柱区的钢筋. 混凝土的弹塑性本构模型采用塑性损伤模型，钢材的弹塑性本构模型采用可考虑包辛格效应的二折线 弹塑性模型. 3.3考虑高振型阻尼影响与未考虑高振型阻尼影响的结果对比分析 为了对比不同振型阻尼模式对结构地震响应的影响，则施加同一地震波作用，采用不同振型阻尼模式， 对比分析结构X方向的基底剪力、顶层位移及层间位移角. 对瑞利阻尼，仅考虑质量阻尼系数，即代表未 考虑高振型阻尼影响的情况. 对考虑高振型阻尼影响的情况，其振型阻尼的取法可做一些变化，如计算阶 数的变化及振型阻尼比折减方法的变化，因此可形成如下不同的阻尼模式： 阻尼模式1：考虑30个振型阻尼比为相应的计算值，且不考虑折减： 阻尼模式2：考虑20个振型阻尼比，但第1阶振型阻尼比取原有计算值，面第20阶振型阻尼取0.01， 中间的振型阻尼比按阶数进行线性插值： 阻尼模式3：考虑30个振型阻尼比，但第1阶振型阻尼比取原有计算值，而第30阶振型阻尼取0.01， 中间的振型阻尼比按阶数进行线性插值： 阻尼模式4：考虑20个振型阻尼比，但第1阶振型阻尼比取原有计算值，其余阶振型阻尼比按周期值 递减： 阻尼模式5：考虑30个振型阻尼比，但第1阶振型阻尼比取原有计算值，其余阶振型阻尼比按周期值 递减： 阻尼模式6：考虑30个振型阻尼比，但每阶振型阻尼比=（阻尼模式1相应阶振型阻尼比阻尼模式5 相应阶振型阻尼比）/2： 阻尼模式7：考虑20个振型阻尼比，但每阶振型阻尼比=（阻尼模式1相应阶振型阻尼比阻尼模式9 相应阶振型阻尼比）/2： 阻尼模式8：考虑30个振型阻尼比，但每阶振型阻尼比=（阻尼模式1相应阶振型阻尼比阻尼模式9 相应阶振型阻尼比）/2： 阻尼模式9：在瑞利阻尼中，仅考虑质量阻尼系数α=25，即各振型的阻尼比，=α/(2）， i=1 2 * 30. 3.4基底剪力的比较 由图3可见，不同阻尼模式下的基底剪力相差不大，各阻尼模式下的基底剪力均在9种模式平均值的 10%以内，说明高振型阻尼比对基底剪力的影响较小. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 120 00 $0 000 阻尼模式 最大基底反力 (KN) 40 000 阻尼模式1 106909 NT 阻尼模式2 100681 阻尼模式3 97895 阻E模式4 100075 阻尼模式5 阻尼模式6 94872 98304 阻尼模式7 100222 -80 000 阻尼模式8 100395 阻尼模式9 99761 -120 000 --限模式4限模式s模式6 时间T（s） 图3不同阻尼模式下基底剪力对比 3.5顶层位移的比较 由图4可见，不同阻尼模式下的顶层位移随着地震作用的持续，相差较大：其中阻尼模式9（即瑞利 阻尼）的顶层位移最大，而阻尼模式1（即振型阻尼）的顶层位移最小，前者是后者的1.42倍. 阻尼取法 仅阶数不同的情况下，考虑20阶振型和30阶振型的顶层位移相差不大，说明20阶以后的振型阻尼已非 常小：对比阻尼模式2与阻尼模式3情况下结构的层间位移角，前者是后者的1.04倍：对比阻尼模式4与 阻尼模式5情况下结构的层间位移角，前者是后者的0.94倍. 10 0.8 90 阳尼模式 明层最大移 相尼模式1 (mm) 4 630 [3 阳尼模式2 654 比模式 3 634 阳尼模式4 699 2 阻尼模式5 742 阻尼模式6 638 阳尼模式7 650 0.6 阳模式 8 654 0.8 阻尼模式9 914 -1.0 时间（s) 随比损式比税式团无额式9 图4不同阻尼模式下顶层位移对比 3.6层间位移角的比较 角最大，而阻尼模式1（即振型阻尼）的层间位移角最小，前者是后者的1.5倍. 阻尼取法仅阶数不同的 情况下，考虑20阶振型和30阶振型的层间位移角相差不大，说明20阶以后的振型阻尼已非常小：对比 阻尼模式2与阻尼模式3情况下结构的层间位移角，前者是后者的1.05倍：对比阻尼模式4与阻尼模式5 情况下结构的层间位移角，前者是后者的0.96倍.
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张全、施俊-建筑结构中竖向构件偏心受拉分析及对策.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 建筑结构中竖向 构件偏心受拉 分析及设计对策 张全 ，施俊 （云南省设计蒙集团，昆明650032） 摘要：建筑结构中竖向构件的受力形式主要表现为偏心受压，但某些工程中竖向构件在有地震工况参与的荷载 组合下却出现了偏心受拉的情况，本文对竖向构件偏心受拉进行分析，并在现有的结构设计软件条件下给出竖 向构件偏心受拉时的设计对策.
关键词：整向构件偏心受拉：设计对策 1.前言 建筑结构中的竖向构件在各种荷载组合下的受力形式主要表现为偏心受压，但在某些工程中有地震 工况参与的荷载组合下竖向构件出现了偏心受拉的情况.
2010v1.2版PKPM（即2011年9月30日版）SETWE 说明书“中明确剪力墙正截面承载力设计模式为：采用正截面中沿截面腹部均匀配置纵向钢筋的偏心受 压构件承载力计算原则进行配筋设计，且软件并未执行高规关于双肢剪力墙偏心受拉弯矩、剪力放大的 要求.
经笔者的验证，该版本软件对剪力墙偏心受拉时的正截面承载力也能计算，但是有的工程个别墙 肢计算结果与其他软件的计算结果有差异.
框架柱正截面计算是否考虑了偏心受拉的情况，2010v1.2版 PKPM说明书并未提及，但本文后面的验算发现2010v1.2版PKPM对偏心受拉柱是按单向偏心受拉构件计 算，计算结果与按双向偏拉计算值相差较大.
结构施工图审查时发现墙肢有拉力的情形，通常会要求设 计执行高规7.2.4条规定，对剪力墙弯矩、剪力进行放大设计.
由上可以看到，结构设计软件的局限 性、审图的严格要求导致结构设计人员在遇到竖向构件偏心受拉时极为头痛，没有一个合理有效，令设 计、审图都认可的处理办法.
本文从竖向构件偏心受拉可能的形成因素开始探讨，对偏心受拉构件的破 坏形式进行分析，在保证结构安全的前提下，提出竖向构件偏心受拉时的处理办法.
2.竖向构件偏心受拉的可能成因 竖向构件为什么会出现偏心受拉的情况，这个可以通过一个简单的模型的进行分析.
假定整栋建筑 结构为一矩形截面的悬臂柱，悬臂住顶端截面形心作用一个竖向力V与一个水平力H，如图1所示.
悬 臂柱底端截面的应力可视为竖向力V作用下的截面正压应力与水平力H作用下的截面弯曲应力的叠加， 如图2所示.
从图2可以看出，当竖向力V作用下的截面正压应力o始终大于水平力H作用下的截面 弯曲压应力.
.
时，悬臂柱底端截面任意一点都不会出现拉应力，反之则截面一定范围内可能会出现拉 应力.
当竖心力V不变时，水平力H越大则出现拉应力的可能性越大.
对于一栋确定的建筑结构，其重 作者簧介：张全（1987-)，男，本科，工程师
当其承受的地震力（水平力H）越大，则一定范围内的竖向构件全截面 出现拉应力（对应于构件小偏心受拉）或较大截面出现拉应力（对应于构件大偏心受拉）的可能性就越 大.
换言之，同一栋建筑结构，其处在地震高烈度区竖向构件出现偏心受拉的概率要高于低烈度区.
Ja 图1 图 2 上面为不同地震烈度区的情形，下面再分析同一烈度区的建筑，什么样的结构布置容易出现竖向构 件偏心受拉.
此情形下的分析模型同样取悬臂柱模型.
悬臂柱动力特性分析时假定其质量集中于悬臂柱 顶端，如图3所示.
873=13 H 图3 由结构力学方法可以得出悬臂柱在图3假定下的周期T=2π（ 2m 令2（ 2m ）²=c，则 3EL' B 3EL T =c( (11) B 由上式可以看出，高宽比增大，结构刚度减小，周期变长.
对于多数高层建筑，其地震影响系数a通 常处于地震影响系数曲线的Tg~5Tg曲线段，即地震影响系数为： T. α = (- )na (12) T 对于混泥土结构，y=0.9 77=1，将式（1-1）代入式（1-2），则α= 则a=c as (13) (B） 水平地震力V=a-G=amg，悬臀柱柱底弯矩M=V.H=amgH，悬臂柱弯曲应力为： M_amgH = LB (14) W 6 将式（1-3）代入式（1-4）得：
由式（1-5）可以看出悬臂柱的弯曲应力与 悬臂柱的高度H、长度L及宽度B三个因素皆有极大的关联，单纯的考察其中一个因素或两个因素并不能得 出科学的结论.
高规12.1.7条将基础设计的零应力区与结构高宽比相关联，容易使人有这种错觉：结构出现零应力 区则表明一定数量的竖向构件出现小偏心受拉，那么从规范条文似乎就可以引申出“高宽比越大则竖向构 件出现偏心受拉的概率就越大”这个结论.
从上面的推导可以看出，高宽比仅仅是竖向构件出现偏心受拉 的可能因素之一，并不能认为高宽比越大竖向构件就约容易出现偏心受拉.
规范限定的是高宽比达到一定 限度时基础零应力区域的比例，这并不意味着高宽比达到一定限度时基础就一定会出现零应力区.
文献 对不同高宽比（高宽比均比规范值略高）、不同设防烈度的框架结构、剪力墙结构进行对比分析，发现零 应力区的面积与设防烈度关系更大，同一设防烈度下，高宽比不同的结构零应力区面积差别不大，并且不 同高宽比对剪力墙结构的零应力区面积的影响似乎要小于框架结构.
从上面的分析可以看出，地震烈度的提高是竖向构件会出现偏心受拉的一个比较明确的因素.
下面通 过一个实际工程来验证.
该工程设防烈度为9度（0.4g），设防地震分组第二组，场地土类别为Ⅱ类，结构 形式为框剪结构.
从JCCAD中读取荷载基本组合下的N图如图4所示，椭圆线圈内的框架柱N为拉力，即 为偏心受拉构件，对应的荷载组合为1.2*重力荷载.77*风y1.3地y.
接下来将该工程设防烈度改为8度 （0.2g），其他参数不变，再次计算，在JCCAD中读取相同的荷载组合，如图5所示，椭圆线圈内的框架柱N 为拉力.
从图5可以看出，设防烈度降低一度后偏心受拉框架柱数量明显减少，仅剪力墙端柱出现偏心受 拉.
图4 图5 3.偏心受拉构件的破坏形态 大偏心受拉破坏时截面有受压区，破坏形态与大偏心受压类似，小偏心受拉时，若轴向力较大，使截 面开裂，其破坏表现为典型的小偏心受拉破坏形态.
若轴向拉力不足于使混凝土开裂，则小偏心受拉构件 将表现出另一种破坏形态，详细分析如下.
构件小偏心受拉初期轴向力N与偏心距e皆不太大，混凝土尚未开裂且混凝土还处在线弹性变形阶段 时，构件截面应力.
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（如图6所示）可以分解为轴向拉应力与弯曲拉应力（如图7所示）.
随着轴向力N的增大， 轴向拉应力0=N/A=f时，弯曲拉应力分布区域即截面中和轴的右侧的构件混凝土将开裂，面弯曲压应力
此时若保持轴向拉力N不变，仅弯矩M增大，那么最终 破坏形态与大偏心受拉破坏形态类似.
上述情况看似不可能，但却是合理的，那么也就是说大小偏心受拉的破坏形态是可以统一的.
对沿截 面高度或周边均匀配筋的矩形、T形或I形偏心受拉截面，其正截面承载力基本符合N/NM/M=1的变化规律 （，此式即为大小偏心受拉的统一形式.
由该式可以得出图8所示大小偏心受拉的承载力曲线图.
当偏心 LeN N M=Ne 1上 = O 图6 图7 受拉构件的受力状态点（N/N，M/M）落在坐标轴与斜直线围成的三角形区域内时，构件不会发生强度破 坏.
普通的小偏心受拉破坏的受力状态点落在三角形的左上角，大偏心受拉破坏的受力状态点落在三角形 的右下角.
上面着重论述的小偏心受拉的状态点亦落在三角形的右下角，这显然是可以出现的，并不奇怪.
N/Ne →M/M 图8 4.竖向构件出现偏心受拉时的规范理解及设计对策 4.1竖向构件偏心受拉时的规范理解 对于框架柱（剪力墙端柱），抗规规定：边柱、角柱及抗震墙端柱在小偏心受拉时，柱内纵筋总截面 虑地震作用组合产生的小偏心受拉”.
从这两本规范的规定可以得出如下结论：1.框架柱（剪力墙端柱） 在地震作用组合下可以出现大偏心受拉或小偏心受拉，但风荷载作用组合下产生偏心受拉（相对高层建筑， 多层建筑风荷载不可能太大），则不在高规处理范围之内，高规在这点上规定，可能不够全面，我国沿海 地区有部分城市设防烈度较低，风荷载可能会起控制作用，这些地区的超高层框架-核心筒结构在风荷载 作用组合下框架柱也可能出现偏心受拉，这种情形可能也得参照地震作用组合下的偏心受拉处理办法：2. 只有小偏心受拉需要配筋加强，并非的框架柱在小偏心受拉时都要配筋加强，加强范围仅限于边柱与 角柱.
对于剪力墙，抗规没有关于偏心受拉的规定，高规7.2.4条规定：抗震设计的双肢剪力墙，其墙肢不 宜出现小偏心受拉，当任一墙肢为偏心受拉时，另一墙肢的弯矩设计值及剪力设计值应乘以增大系数1.25.
条文说明解释说小偏心受拉时墙肢可能会出现水平通缝而严重削弱其抗剪承载力，并且抗侧刚度也严重退 化.
大偏心受拉时墙肢极易出现裂缝，使其刚度退化，此时应将另一墙肢弯矩、剪力放大.
下面对本条规 定做详细解读.
高规7.2.4条规定仅针对双肢剪力墙.
剪力墙分为整截面墙、整体小开口墙、联肢墙、壁式框架.
当 口时称为多肢墙.
结构设计时可用一个简单类比的方法来判别多肢墙与双肢墙，即将需要判别的剪力墙替
如图9、图10为某结构平面图左上角截图，图9中 边梁贯通，替换所得框架为多跨框架，则原墙肢为多肢墙，图10边梁不贯通，角部出现两柱框架，则原墙 肢为双肢墙.
从前述双肢墙简单判别法中可以看出，若将双肢剪力墙替换成框架柱，则结构中出现两柱框 架.
两柱框架赘余度较低承受较大荷载作用时容易倒塌，应尽量避免或者对其进行必要加强，抗规亦有相 关规定.
从这个角度理解，对双肢墙进行加强也十分必要.
多联第力墙 发致剪力墙 贷通 边聚不贯通 图9 陷10 若多肢墙出现偏心受拉的情形，对其进行适量加强可以理解，但直接套用高规7.2.4条的处理办法， 笔者认为是不必要的，首先规范并无此规定，其次，从前述双肢剪力墙简单判别法中可以看出，若将多肢 剪力墙替换成框架柱，则判别方向为普通的多跨框架结构，尤其对于结构轮廊线上的剪力墙，因建筑开窗 等要求致使剪力墙墙肢截面高度较小，墙肢刚度与连梁刚度已比较接近，可以认为在判别方向上剪力墙为 壁式框架，其受力性能与框架结构类似，中部小墙肢适当加强即可，角部小墙肢可参考小偏心受拉框架角 柱，将纵筋计算值放大25%处理.
虽然规范条文中没有限定，但笔者认为高规7.2.4条规定的处理办法仅适用于大偏心受拉的情形，小 偏心受拉在结构设计中应尽力避免.
这一点可以从前述规范条文说明中得到佐证，也可从02版高规规范条 文中得到佐证.
02版高规规定：抗震设计的双肢剪力墙中，墙肢不宜出现小偏心受拉，当任一墙肢大偏 心受拉时，另一墙肢的弯矩设计值及剪力设计值应乘以增大系数1.25.
从前述偏心受拉构件的破坏形态来 看，大偏心受拉构件在配筋适量的情况下破坏形态与大偏心受压构件的破坏形态类似，在对结构抗侧刚度、 抗剪承载力的影响上，大偏心受拉的剪力墙与大偏心受压的剪力墙相比，并无根本区别，所以剪力墙出现 大偏心受拉的情况并不可怕，只是双肢剪力墙出现大偏心受拉时应按规范要求乘以放大系数.
小偏心受拉 情形下剪力墙整个截面应力皆为拉应力，随着轴向力的增大，混凝土开裂，而且整个截面裂通，截面抗剪 承载力及抗侧刚度急剧退化，故小偏心受拉应尽力避免.
4.2竖向构件出现偏心受拉时的设计对策 4.2.1框架柱出现偏心受拉时的设计对策 框架柱不同于片状的剪力墙，它承受各个方向的框架梁传来的弯矩，矩形截面框架柱受力形态为双向 偏压（偏拉）构件.
PKPM在计算框架柱时，因按双向偏压计算配筋有一定不确定性，故推荐采用单向偏心 受压模式计算，并按双向偏压模式复核.
单向偏压（拉）描述的是框架梁、剪力墙的受力形态，承载力 计算时仅考虑弯矩平面内的钢筋，故框架柱偏心受压时采用单向偏压的计算模式其结果一般来说是偏于保 守的.
但是双向偏拉时采用单向偏拉公式计算其结果可能会明显偏小.
下面用前述9度（0.4g）区的框剪 结构中某偏心受拉边柱的计算来说明问题.
该柱控制内力从PKPM构件信息中提取，如图11所示.
取第34项 内力组合用理正按双向偏拉验算.
理正计算结果为X向配筋1624mm，与PKPM差别不大.
再取第33项组合进 行计算，如图12所示，计算结果为Y向配筋3786mm，与PKPM计算结果相差1000mm左右.
令Mx=0，即不考
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张举涛、郑世钧等-设置粘滞消能器的超限高层结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 设置粘滞 消能器 的超限高层结构设计 张举涛 ，郑世钧 ，张吴强 （甘肃省建筑设计研究院，兰州730030） 提要：天星科技大厦位于8度地震区，主楼高179.3m，超过了B级高度钢筋混凝土高层建筑的最大适用高度，采用 钢筋混凝土框架-核心简结构，设置了黏滞消能器.
对结构进行的消能减震计算分析表明，消能减震结构比常规结 构在地震作用下的底层剪力减小了约22%，最大层间位移角减小了的12%.
采用动力时程分析分析方法对附加阻尼 比进行了验证，证明附加阻尼比取用3%是合理而安全的.
对结构进行了抗震性能化设计，采取了针对性的加强措 施，大震动力弹塑性分析分析表明，整体结构损伤较轻，具有充分的消能和抗震能力，有一定的安全富裕度.
个别 连梁塑性较发展较深，大多数框架柱未出现塑性较，剪力墙产生了受拉裂缝，但是钢筋未屈服，与消能器相连的构 件损伤轻微，可保证消能器正常工作，最后对与消能器连接设计提出了建议.
关键词：黏滞消能器：超限高层：消能减震：附加阻尼比：抗震性能化设计 1工程概况 天星科技大厦位于兰州市城关区盐场堡黄河北岸，地下2层， 地上46层，设置了2个避难层，房屋高度为179.30m，基础埋深 17.50m，地下2层为机械式车库，层高8.7m，可停车3层，地下1 层为设备用房，层高6.0m，地上1-6层为展销大厅和办公用房，层 高4.5m，7~46层为办公用房，层高3.8m，大厦另带两层商业裙楼， 地下与主楼相连，地上设防震缝分开，主楼建筑面积为64862m²， 裙楼为7397m².主楼采用钢筋混凝土框架-核心筒结构，其高度超 过8度地震区B级高度高层建筑的最大适用高度（140m），属于高 度超限的建筑工程，大厦效果图见图1.
主楼设计使用年限为50年，结构安全等级为二级，地基基础设 计等级为甲级，湿陷性黄土场地上的建筑物分类为甲类.
抗震设防 烈度为8度，设计基本地震加速度0.2g，设计地震分组为第三组.
六层及六层以下抗震设防类别为乙类，地震作用计算按8度采用， 抗震措施按9度采用：六层以上抗震设防类别为丙类（标准设防类）， 地震作用计算和抗震措施均按8度采用.
标准层建筑平面图及建筑剖面图见图2、3.
2地基基础 图1天星科技大厦效果图 作者简介：张举涛（1968.2-)，男，硬士，教授级高级工程师
地基土 4500_4500 8190 8460. 8100. 层分布及承载力特征值见表1.
主、裙楼基础均采用钢筋 混凝土平板式筏形基础，基底高程1500.40m，以中风化砂 F 岩层作为持力层.
根据场地的钻孔旁压试验，中风化砂岩 地基承载力特征值fak=1800kPa，变形模量E0=65MPa.
表1 地基土层分布 土层 承载力特征值 土层 承载力特征值 fak (kPa) fak (kPa) ①填土层 100 ③卵石层 600 ②黄土状粉土层 110 强风化砂岩层 1200 图2标准层建筑平面图 ③粉细砂层 120 6中风化砂岩层 1800 筏板采用变厚度筏板，核心筒下厚度3000mm，其它 部位2500mm，裙楼部分1000mm.
主楼基础平面布置图 见图4.
由于基底压力较大，主楼底板在周边外挑尺寸适 当加大.
主楼南、西、北三侧均带有一跨外伸地下室，如 果该部位设置后浇带，会对施工和防水带来较多问题，由 于仅带1跨，不再设置后浇带，该部位筏板厚度同主楼部 分，同时，对南北两侧底板悬挑较大的部位设置横向剪力 墙，形成牛腿悬挑作用，以减小底板受力，在东侧对应位 置将主楼筏板延伸相同尺寸，以保证主楼结构重心和以沉 降后浇带分开的主楼筏板形心基本重合.
0④ 3 图4主楼基础平面布置图 在荷载标准组合下，基底平均压力为531Kpa，如果仅 考虑核心筒下较厚筏板面积，则基底平均压力为828Kpa.
在荷载准永久组合下，采用分层总和法计算得到的地基平 图3建筑剖面图 均沉降值约为26.6mm，远小于规范限值200mm.地基变形后引起的建筑X向、Y向的整体倾斜分别为0.3%、 0.025%，均小于规范限值（2%）.
参照规范对框架结构相邻柱基沉降差限值（2%），核心筒与外框架柱间 最大差异沉降10.38mm，相当于局部沉降差1.1%.
为减小主楼与裙楼间的沉降差，在裙楼内与主楼相邻第二跨处设置沉降后浇带，待主楼、裙楼结构主 2
3上部结构 3.1上部结构体系 综合考虑建筑高度和功能、抗震设防烈度、抗侧刚度和经济性等因素，上部结构采用现浇钢筋混凝土 框架一核心筒结构.
核心筒的剪力墙以周边布置为主，筒内剪力墙沿较长的填充墙部位进行适度的设置， 以达到提高剪力墙效率、减轻自重的目的.
核心简平面纵、横向尺寸分别为25.0m、12.40m，高宽比分别 为7.17、14.46，导致结构横向较弱，故加大了横向剪力墙厚度，同时适当加密横向框架柱，通过这样的加 强，尽量使两个方向结构的刚度接近.
由于大厦位于高烈度地震区，初步分析表明，若采用传统的抗震设计方法，主楼结构的层间位移角较 大，构件截面大，配筋量多，若采用混合结构，含钢量较大、造价较高，因此，通过设置黏滞消能器的方 式将结构设计为消能减震结构，通过黏滞消能器为主楼结构附加阻尼，并在地震时消耗大量地震能量，与 结构构件一道采用“抗消并用”的方法来抵抗地震作用，并可有效地减轻结构构件自身的地震灾害，而且， 地震烈度越高，结构越高越柔，消能减震效果越好".
计算表明，布置了消能器后，结构在小震作用下底 层剪力减小了约22%，最大层间位移角减小了约12%.
3.2抗震等级 主楼高度超过B级钢筋混凝土框架一核心筒结构房屋最大适用高度，六层以下为重点抗震设防类建筑， 抗震等级超出规范取用范围，考虑到8度区B级高度框架一核心筒结构的框架、筒体的抗震等级分别为一 级、特一级，本楼框架、核心筒抗震等级均确定为特一级.
3.3附加阻尼比的确定和消能器的布置 根据对非减震结构的计算分析，需求的附加阻尼比暂定为0.03.
基于对称布置和受力均匀的需要，在 布置消能器的楼层，每个方向布置4套，X向消能器在14-39层设置，Y向消能器在15-36层设置，两个 方向消能器数量分别为104套和88套.
为验证附加阻尼比取值的合理性，采用ETABS软件，用两种方法对消能减震结构进行小震作用下的 动力时程分析：含有消能减震单元的非线性时程分析方法（5%阻尼比黏滞阻尼单元）和设置附加阻尼比 （8%总阻尼比）的弹性时程分析方法，两种结果基本一致，证明附加阻尼比取3%是合理的.
将时程分析 结果与振型分解反应谱法（8%总阻尼比）分析结果进行了对比，振型分解反应谱法结果能包住时程分析法， 因此消能减震结构取3%附加阻尼比采用等效线性化的方法进行设计是合适且安全的.
3.4超限判定及主要抗震加强措施 主楼南北两侧门厅在1、2层通高设置，2层楼板在南北两侧各开1个大洞，有效楼板宽度与楼板总宽度 之比在X向和Y向分别为43.72%、43.42%，均小于50%，楼板开洞率为32.21%，大于30%，可判定为楼板不 连续，故主楼属于高度超B级高度的超限高层建筑工程，并具有楼板不连续超限项.
主要抗震加强措施如 下： （1）进行抗震性能设计.
经过超限审查后确定的抗震性能目标为：关键构件（结构底部加强部位及上 一层框架柱、核心简剪力墙）按中震下抗剪弹性、抗弯不屈服设计，同时满足大震下受剪截面控制条件： 粘滞消能器在小震、中震、大震作用下处于正常工作状态，且在大震下不丧失功能.
体性能.
（3）合理调整结构布置和构件尺寸，平面布置规整，质心和刚心基本重合，构件采用周边加强、中间 减弱的调整方式，兼顾抗侧刚度和抗扭刚度的统一性，减小结构扭转反应.
（4）确保多道抗震防线的实现.
通过消能器的设置，主楼形成三道抗震防线，即消能器、核心筒和外
控制外围框架部分按刚度分配的楼层地震剪 力标准值不小于结构底部总地震剪力的10%，实际 X向比值为24.65%，Y向比值为19.79%.
（5）加强核心筒的强度和延性，适当降低剪力 墙的轴压比限值，由于规范未给出特一级剪力墙轴 压比限值，故设计时特一级剪力墙轴压比按比一级 降低0.05控制，即不大于0.45：约束边缘构件在规 范取值的基础上再向上延伸一层，其上设4层过渡 层，截面和配筋缓变，避免突变.
（6）底部加强部位（1层~4层）框架柱设计 为型钢混凝土柱（含钢率>4%），过渡层框架柱内设 置构造型钢（含钢率>2%），以上框架柱内设置钢筋 砼芯柱（配筋率>0.5%）.
加强框架柱的延性，特一 级型钢混凝土柱和钢筋混凝土框架柱的轴压比限值， 比规范一级限值降低0.05，即取0.65和0.70.
（7）开大洞的第2层楼板加厚至150mm，并 双层双向配筋：洞口周边的边梁加宽，并配置抗扭 纵筋和箍筋：相邻的第3层板厚加厚至130，配筋 适当加强.
（8）核心筒外墙连梁跨高比小、受力大，剪压 比不易控制，通过设置交叉暗撑，以提高其受剪承 图5SATWE 计算模型 图6 ETABS计算模型 载力，改善延性.
表2小震弹性整体计算主要结果汇总表 结构计算与分析 计算程序 SATME ETABS 4 结构总质量/t 113040. 1 115491. 5 阻尼比 0.08 0.08 主楼为超限的消能减震结构，分析软件应具 T. 4.27 （Y向) 备相应的功能，因此，主体结构采用2个不同力 4.24 （Y向） 学模型的三维空间分析软件SATWE和ETABS 周期/s（振型） T. 3. 30 (X 向) 3.16 (X向) 进行整体分析计算.
SATWE、ETABS的整体计 T. 2.30 (扭) 2.16 (扭) 算模型如图5、6所示.
周期比T/T 0.54 0.51 4.1小震弹性整体计算 剪重比/% X向 2.90 2. 747 小震作用下采用振型分解反应谱法对结构进 Y向 2.74 2.625 行整体计算分析，主要结果汇总见表2.
根据规范，高度大于150m小于250m的建 最大层间位移角 X向 1/1129 1/1215 筑，层间位移角限值按1/800和1/500线性差值， （地震作用） Y向 1/698 1/681 内插计算得到的限值为1/680，各层计算值均符 最大位移比 x向 1.09 1.11 合要求.
基本周期介于3.5s和5.0s之间的结构， （偶然偏心） Y向 1.14 1. 17 楼层最小地震剪力系数在0.032和0.024之间线性 底层框架承担的 X向 17. 08% 14.6% 插入取值，X、Y向计算值分别为3.20%、2.79%， Y向不满足要求，在设计时，《建筑消能减震技术 地震剪力比/% Y向 12. 46% 11.3% 规程》JGJ297-2013尚未颁布，经与审查专家协商并取得同意，消能减震结构的最小地震剪力系数可按规 范最小值乘以0.85控制，则上述控制值分别降低至2.72%、2.37%，各层地震剪力系数均符合要求.
4
4.2小震弹性时程分析 采用ETABS软件，对消能减震结构进行小震作用下的时程分析，共选用3条地震波，包括2条天然 波和1条人工波，黏滞消能器采用damper单元模拟，计算结果见表3.
从表中看出，时程分析法的结果满 足规范要求，反应谱和时程分析结果结果之间具有一致性，符合工程经验及力学概念所作的判断.
4.3中震作用下关键构件承载力验算 中震作用下的关键构件承载力验算采用等效弹性 表3小震弹性时程分析主要结果汇总表 线性化设计方法.
构件承载力弹性设计时，不计风荷 载作用，不考虑地震内力调整，采用与小震相同的荷 底部剪力/kx 与反应谱法分析之比 地震波 载分项系数、材料强度分项系数和抗震承载力调整系 X向 Y向 X向 Y向 数，阻尼比取0.08，周期折减系数取1.0，特征周期 反应谱分析 32764 96608 - - 同多遇地震为0.45s，连梁刚度折减系数取0.6.构件 E1 Centro 32180 29702 0.98 0. 96 承载力不屈服设计时，荷载分项系数、材料强度分项 Kobe 32371 30587 0.99 0.99 系数和抗震承载力调整系数均取1.0，连梁刚度折减 R1 29400 0.97 0. 95 系数取0.4，其他参数同中震弹性.
中震计算后，底部加强部位及上一层框架柱、核 包络值 32371 30587 0.99 0. 99 心筒剪力墙未出现超筋超限现象，抗剪配筋时按小震和中震弹性结果进行包络配置，抗弯配筋时按小震和 中震不屈服结果进行包络配置.
4.4大震作用下关键构件受剪截面控制条件验算 在大震下进行关键构件受剪截面限值条件验算时，不计入风荷载作用，不考虑地震内力调整，荷载分 项系数、材料强度分项系数和抗震承载力调整系数均取1.0，考虑阻尼比的增加和剪力墙连梁刚度的折减， 阻尼比取0.10，周期折减系数取1.0，特征周期比多遇地震增加0.05，即取0.50s，连梁刚度折减系数取0.2， 梁刚度放大系数取1.0.
经计算，关键构件均满足受剪截面限值条件.
4.5大震动力弹塑性分析 采用小震时程分析中选定的三条地震波进行大震作用下的非线性时程分析，取双向水平作用，峰值加 速度主次方向分别取取400gal和340gal，根据“抗规”规定，消能减震结构的层间弹塑性位移角限值， 宜比非消能减震结构适当减小，故本工程在大震作用下的水平层间位移角限值取为1/120，计算程序为 ETABS. 弹塑性分析模型中混凝土剪力墙采用基于复合材料力学原理的分层壳单元，根据剪力墙的实际尺寸和 实配钢筋，设置不同厚度的混凝土壳层和钢筋层，各层直接使用混凝土、钢筋的本构行为模拟墙单元的非 线性行为.
梁柱单元采用集中塑性铰（FEMA较）模型，其中梁采用M3较，柱采用耦合的PMM较，消能器 采用基于Maxwell粘弹性模型的Damper单元模型.
计算得到两方向最大层间位移角分别为1/205、1/175，远小于规范限值及设定的目标限值，结构有 一定的安全富裕度.
构件非线性发展情况为：消能器率先进入非线性工作状态，耗散地震能量：接着连梁和框架梁开始出 现塑性，大多数连梁塑性较处于LS（生命安全）阶段，部分处于IO（立即使用）阶段，个别连梁塑性发 展较深，进入CP（防止倒场）阶段：框架梁大多数都处于IO阶段，部分处于LS阶段：框架柱大多数未 出现塑性铰，仅部分框架柱处于IO阶段：剪力墙混凝土的最大压应力产生于底层，约为26.4MPa，小于混 凝土抗压强度标准值（38.5MPa），混凝土未压溃，核心筒底部最大拉应力超过了混凝土抗拉强度标准值， 意味着混凝土产生了拉裂，其高度方向约4层，平面范围从核心筒边缘向内最大发展宽度约2米，约为核 心筒宽度的16%，混凝土开裂后的拉力全部由相应位置的钢筋承担，最大钢筋拉应力约为435MPa，小于 钢筋抗拉强度标准值（500MPa），表明承受拉力最大部位的剪力墙产生了受拉裂缝，但是其中的钢筋未产
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张世海-巨型框架结构分类及在高层建筑中应用.pdf
第二十三届全国高层建筑 结构学术会议论文2014年 巨型 框架结构 分类及其在高层建筑中应用 张世海 （南阳理工学院土木工程学院，南阳473004） 摘要：巨型框架结构是为适应高层建筑高度的不断增加、功能的综合化或特殊功能要求、形态的变异化趋势及解决高层及超 高层建筑抗震、防风的难题面产生的一种新型结构体系.
首先，系统分析了巨型框架产生发展背景与5个影响因素，给出了 该类结构与传统结构相比的8个典型特征及其适用范围：其次，给出了基于结构组成单元的巨型框架分类方法与分类简图， 指出了巨型框架的10种基本类型与36种子类，该分类方法可避免传统分类方法信息不全的局限性，它不仅可包络当前 工程中应用的巨型框架结构，而且也为今后巨型框架结构开发和创新奠定了基础：最后，介绍了国内外13栋典型巨型框架 结构工程实例，为全面认识、了解、应用巨型框架结构提供了借鉴.
关键词：超高层建筑：巨型结构：巨型框架：结构分类：典型工程实例 1引言 自1883年在芝加哥建成世界第一栋近代高层建筑家庭保险大楼（10层，42米，1890年又加建2层， 高55米，底部6层为生铁柱熟铁梁框架结构，上部4层为钢框架），到2010年在迪拜建成的世界最高建 筑哈利法塔（162层，828米，钢-砼混合结构，-30m至601m为钢筋砼剪力墙结构，601m至828m为钢结 构，其中601m至760m为支撑钢框架结构）至今的131年间，最高高层建筑的高度与层数分别增加了18.4 倍和16.2倍.
据世界高层都市建筑学会（CTBUH）的初步统计，截止2013年底世界已建成100米以上超高 层建筑5978栋，我国1165栋.
高层建筑已经历了产生、发展、繁荣的历史发展阶段，目前，在高层尤其 是超高层建筑的设计、制造与建造等领域正面临着一个以个性化、多样化、复杂化、巨型化、高技术化、 信息化、数字化、智能化、与人和自然环境的关系更亲合、更节能、更环保、更可持续、综合性能最优化 等为特征的新一轮快速创新发展新时期.
高层建筑的发展过程也是不断积累应用经验、进行结构型式创新、 发展和改进的过程.
近年来结构型式出现了许多新变化，如结构型式已由传统的框架、框架-剪力墙、剪 力墙及框架-筒体、筒中筒、束筒等结构型式，发展到今天各类新型结构，如巨型结构、斜交网格结构等.
尤其是巨型结构的出现为超高层建筑高度的不断突破提供了可靠先进的结构保障，在高层建筑发展的新阶 段，为推动该类结构的进一步推广应用，有必要对该类结构及其应用情况进行系统的归纳和总结.
巨型结 应用进程的脉络进行分析和梳理，以期对工程设计人员系统了解并推广应用该类结构提供借鉴和帮助.
2巨型框架结构的产生与特征 2.1巨型框架结构及产生背景与动力 巨型结构的概念产生于20世纪60年代末，是由梁式转换层结构发展演变而来的，巨型框架是巨型结 构在工程应用过程中出现的一种新型结构形式".
巨型框架是由巨型梁和柱构件组成的简单而巨型的框 架作为高层建筑的主体结构，并与传统结构构件组成的次结构共同工作，从而获得更大的整体稳定性、更
巨型框架的产生是人们对高层结构长期探索、改进和积累及技术进步的结果.
其产生的背景和影响因 素很多，主要可概括为以下几个方面.
其一，随着社会生产力的发展和现代工商业的高度繁荣，城市人口 急剧增长，对各类社会活动和生活用房的需求日益增加，城市土地和空间资源有限，地价高涨，高层和超 高层建筑的出现和发展成为必然，且往往将不同功能乃至完全相反的生活方式空间以层的形式集聚叠置在 一起完成复杂混合的城市功能，即沿建筑高度方向往往有多种功能空间需求，需要采用多种结构型式，且 对高层底部商业活动、及为改善居住质量与自然有更大接触面的需要，而在不同高度处设置的各类公共活 动无柱大空间、在建筑中开大洞与布置内庭等的需求增多，从而导致高层结构系统中巨型转换构件、巨型 转换层的出现.
其二，为解决高层尤其是超高层建筑的防火疏散难题，避免火灾中在一个垂直空间中火势 急速向上蔓延的烟肉效应，常采用分区建造，每十几层做一个防火分区，每分区设一个避难区的途径，来 隔断空间的连续性：同时，高层结构正常运行也同样需要沿高度方向每隔若干层设置一个设备层：另外， 为提高结构整体性能，也往往需要在高层结构的适当部位设置一些加强层：这些功能的实现也往往要求在 结构的不同高度处设置一些巨型构件、巨型楼层.
其三，巨型转换构件与转换层的出现，导致沿高度方向 刚度突变，出现结构薄弱层，并无法实现“强柱弱梁”屈服机制的抗震设计原则：同时，因高度增大与转 换构件的出现，竖向构件荷载剧增，限于规范轴压比的控制等原因，设置与巨型构件与转换层相对应的矩 形柱也就成了解决或避免上述问题的最有效途径.
其四，随着高度逐步增大，水平荷载及其引起的倾覆弯 矩、剪力与相应的弯曲剪切变形也显著增大，传统的框架、剪力墙、筒体等常用基本结构已不能满足需求， 提出并采用刚度更大、抗倾能力更高更有效的结构就成了高层结构继续向上发展的必须，提出具有较大抗 倾与抗侧刚度的巨型结构尤其是结构型式简单、空间布置与结构布局更为灵活的巨型框架，就成了解决实 际工程中传统结构应对超大空间、抗侧与抗倾能力不足，进行结构型式创新的更为适宜的选择和重要途径.
其五，随着对新型结构型式的试验与数值模拟分析及设计理论方法研究的不断深入，使人们对该类结构性 能的认识及其设计方法技巧的把握也逐步深化，这种理论方法与分析手段上的准备，为该类新型结构在实 际工程的应用与推广提供了有力的理论方法支持.
正是上述原因，才导致了巨型框架的产生及其在工程中 的不断应用与健康发展.
显然，巨型框架结构的出现不仅是对因随高度不断增大而对结构抗侧能力要求也 不断提高等的回应，更是对高层建筑由单一功能向多种功能聚合与绿色建筑节能环保的要求、及对城市人 口增多、土地与空间资源紧缺、生活复杂化后城市需求的回应.
2.2巨型框架结构的特征 与传统结构相比，巨型框架结构具有以下特点.
其一，巨型框架的梁和柱截面尺寸通常大大超过普通框架梁柱的截面，如1990年建成的中国银行大 楼巨型框架柱采用了4.8mX4.1m的巨型型钢混凝土柱，日本神户TC大厦的巨型柱采用了边长6.5m的正 方形钢桁架筒巨型柱，上海中心巨型柱采用了3.7m×5.3m的型钢砼巨型柱等，由矩形截面刚度EI=Ebh/12 中可知，其刚度必然比传统结构的刚度显著提高： 其二，巨型框架结构的框架柱往往布置在建筑周边或四角，结构竖向荷载通过巨型框架梁向巨型柱集 中，且周边布置的巨型柱截面及承受的竖向荷载巨大，从而使该类结构的抗倾能力及抗侧和抗扭刚度明显 增大，可用于更大体型和高度的建筑结构： 其三，结构整体性好、刚度大，主次结构传力途径明确，抗侧刚度沿高度分布均匀，宜形成“强柱弱 梁”屈服机制，通过主次结构间的精心设计及耗能减震技术的应用，可实现多道抗震防线，整体抗震能力 强.
如可将次结构的楼层框架与巨型柱间相接的连梁作为第一道防线，在地震作用下先行屈服，将才结构 框架作为第二道防线，小梁、小柱均可屈服，出现塑性铰，巨型框架主结构退居到第三道防线：也可综 合利用大型调频质量减振原理、基础隔震原理以及阻尼耗能减振原理，通过在主次结构间设置不同类型的 隔振耗能装置（如夹层橡胶垫、滑移支座、摩擦阻尼器、粘弹性阻尼器、粘滞阻尼器等）途径，将庞大的 巨型框架结构体系转化为一种新型的多功能减振结构体系，解决巨型框架结构体系的减振、避震问题 其四，巨型框架是一种由大型构件组成的主结构与由常规梁、柱构件组成的次结构共同工作的新型结 2
其五，由主次结构组成的巨型框架，可根据不同的需要组合出多种结构体系，如主结构材料或构件可 采用混凝土、钢、钢骨混凝土、钢管混凝土及其组合等，次结构也可采用传统的框架、框架-剪力墙等， 主次结构间可采用支撑型、悬挂型及混合型连接方式，连接处还可设置各类隔震、减震耗能装置等.
同时 巨型框架是一种梁柱截面和刚度很大但数量较少的巨型结构体系，可跨越更大的跨度和高度，形成各种平 立面的形状和空间形态，结构布置更为灵活，可在不规则的建筑方案中采用，并可通过适当的结构单元组 成对抗震有利的规则结构.
其六，该类结构的主结构是主要承重结构，可先施工其巨型框架，待主结构完成后，即可在巨型框架 梁间的各个工作面上同时施工次结构，施工速度快，能有效缩短施工周期.
其七，高层尤其是超高层结构抗侧能力强弱是衡量结构体系是否有效的主要标志.
巨型框架的框架梁 柱截面尺寸和材料用量较大，但其数量少、框架柱常布置在周边，能充分发挥其材料性能及其巨大刚度在 提高结构整体稳定性、抗倾覆能力、抗侧刚度、抗扭能力等方面优势，结构抗侧能力强、效能高.
同时， 量大面广、受力较小的次结构，其结构构件比一般高层结构小得多，对材料性能要求较低.
从整体上可节 省材料，降低造价，使建筑物更加经济实用.例如香港中国银行大楼采用巨型桁架体系，节省钢材40%左右.
其八，巨型框架结构布置灵活性和抗侧高效性的特征，决定了该类结构可与其他巨型结构或巨型构件 组合，形成抗侧能力更强新的巨型结构，如与巨型支撑、巨型筒、巨型伸臂桁架等组合，可形成巨型桁架、 巨型框架-筒、带伸臂的巨型框架-筒结构等，以满足更高的超高层建筑对抗侧能力更强的结构需要.
2.3巨型框架结构的适用范围 巨型框架具有抗侧刚度巨大、整体性与抗震性能良好、结构布置灵活、能充分发挥材料性能、建筑适 应性强、施工速度快、节省材料、工程造价低、其本身或其与其他巨型构件和结构可组合出多种新型巨型 结构等优点，决定了该类结构很适合于超高层建筑，是未来高层及超高层建筑结构体系发展和应用的主要 方向之一.
目前，该类结构的适用范围主要是集多种功能与一体的现代高层与超高层建筑，特别适合于一 些建筑形态特殊、外形复杂、平立面不规则、沿高度平面变化较多、建筑中设有大洞口或空中花园、连续 化多层内庭或共享空间及超大空间的复杂建筑，未来同样可用于底部有无柱超大空间及转换层要求的多层 建筑、大跨空间结构、多层城市立交桥与桥梁结构、海上石油钻井平台等.
3巨型框架结构的组成与分类 3.1巨型框架结构的组成 组成巨型框架结构体系的基本结构单元可归纳为巨型框架柱单元、梁单元、支撑单元、次结构单元等， 3
从结构理论的观点看，上述不同结构单元的集成组合便可构成各种具体形式的巨型框架结构.
3.2巨型框架结构的分类 随着国内外高层尤其是超高层建筑的快速发展，建筑选型新颖、体型更加个性化和多样化，巨型框架 们习惯按不同分类指标或标准进行分类.
如按巨型框架结构材料可分为巨型钢筋混凝土框架、巨型钢框架、 巨型钢骨混凝土框架、巨型钢-混凝土组合框架：按主结构有无小型支撑或（核心）筒，可分为巨型框架、 巨型框架-筒体、巨型框架-支撑（带支撑巨型框架或巨型支撑框架）、巨型框架-支撑-筒体（带支撑巨型 框架-筒体）结构等，按主结构支撑类别可分为中心（或偏心、斜隅、防屈曲）支撑、耗能支撑等巨型框 架：按主结构框架跨数和层数可分为单层单跨、单层多跨、多层多跨、单跨多层巨型框架：按主结构框架 形态或建筑体型可分为棱（园）柱形、棱（园）台型、棱（园）锥形等巨型框架：按次结构与主结构框架 梁间连接类型可分为悬挂式、支撑式、混合式支撑式巨型框架：按主次结构间有无耗能减震装置可分为带 耗能装置和不带耗能装置的巨型框架：按巨型框架福数及各福间联系情况可分平面形、空间形巨型框架： 同样还可按巨型框架梁两端或周边有无悬挑结构或按建筑功能分、次结构种类等分类指标进行分类.
显然， 与应用中出现的新情况或新结构，特别是目前发展势头强劲的各类巨型组合框架结构.
但如果将上述所 有分类指标组合在一起进行分类，分类结果将会因过于庞杂而不能突出结构特征，为此，我们在图1中给 出了一种按巨型结构主要组成单元进行分类的方法，该分类方法将巨型框架结构分为10类36种，其中， 前5类18种较为常用.
本文所涉及的巨型框架结构是认为有推广价值和应用前景的高层结构型式，今后 尚应总结提高，其设计水平和施工技术也应进一步优化和深化.
36种巨型框架结构也不是发展的极限数， 今后也必然会按组成巨型框架结构的分类方法发展为更多数量的、形体各异的现代高层结构.
4巨型框架在高层建筑中的应用 4.1巨型框架结构在高层建筑中应用的困难与前景 虽然巨型结构尤其是巨型框架结构有很多鲜明的优点，但自上世纪60年代末巨型结构念提出，及 1970年建成世界第一栋巨型结构芝加哥的约翰汉寇克中心（100层，457.2m，最早的巨形钢桁架筒结构）后， 巨型结构的研究与应用发展较为缓慢，建造的巨型结构及巨型框架结构的高层与超高层建筑数量仍然较 少，如陆续在1973年建成了巨型框架悬挂结构的匹茨堡市关国钢铁大厦（64层，256m，三角形平面，最早 的巨型框架），1985年建成了巨型钢框架结构的香港汇丰银行总部大楼（43层，195m），分别在1987年和 1988年建成了巨型钢筋混凝土框架的深圳亚洲大酒店（33层，114.5m）和深圳新华大厦（37层，127m），1990 年建成了巨型钢框架建筑新加坡海外联合银行（64层，280m）和日本东京NEC办公大楼（43层，180m），1990 年以后巨型框架结构的应用才开始逐步加快，并不断出现一些新型巨型框架结构体系.
除经济发展等原因 外，巨型结构发展较慢的主要困难是：巨型结构属于大型复杂结构，形体的复杂化和巨型构件的立体格构 化均与常规结构有较大的差异，即与传统高层结构相比，巨型框架结构层高、跨度、构件尺寸、受力巨大， 杆件较多，节点受力与构造复杂，空间整体性强，层数多，侧移大，自振周期较长，对风和地震作用敏感， 荷载作用下结构所表现出的受力性能、强震破坏机理复杂且随机性强，需要研究的间题多、难度大，国内 外对该类结构设计理论研究不够系统深入，尤其是巨型结构试验难度大，试验研究及其成果更少，通过试 验对理论计算结果的检验成果少，工程应用实例也不常见，设计人员对该类结构的性能了解较少，理论和 结构性能试验研究成果缺乏，各国相关规范对巨型框架的超高层建筑设计也缺少相关规定，对巨型框架结 构的设计与应用的有效指导不够：巨型框架主次结构及巨型梁柱的材料、构件类型、截面形式、节点连接 方式种类多，主次结构尺寸悬殊、二者间连接方式多样、二者组合变化而成的巨型框架结构体系种类繁杂， 4
巨型框架分类 巨型框架柱 巨型框架梁 巨型框架支撑 型钢砼柱 钢筋处梁 般支撑 型8 支学框架 支撑柜泵 支撑柜架 巨型型制栓 图1巨型框架结构组成与分类简图 近年来，巨型结构的研究、应用与发展迅速，有些巨型结构建筑已成为城市及其所在地区经济繁荣、 技术进步的标志，巨型框架是巨型结构中应用最多的结构形式，由巨型框架和其它巨型结构、巨型构件及 传统结构还可以组合出许多性能优越的其它新型巨型结构体系，巨型框架结构已在世界范围内的许多大型 超高层建筑工程得到了越来越广泛的应用.
在巨型框架结构的工程应用及其设计过程中，不应拘泥于巨型 框架结构的固有形式，而应根据结构抗侧能力、平立面形状与体型特征、使用功能等方面需求的具体情况 灵活的优化组合出最佳结构.
总之，随着巨型结构理论研究的不断深入和应用领域的不断实践，巨型框架 结构鲜明的优越性正在不断体现出来，前一阶段的工程实践表明，巨型框架结构是建造高层与超高层建筑 的最合适、最有效的结构形式之一，在未来的高层和超高层建筑中将会有更广泛的应用前景.
4.2.巨型钢筋混凝土框架的工程实例 巨型钢筋混凝土框架结构包括巨型钢筋砼实腹梁柱框架、巨型预应力砼实腹梁柱框架、巨型钢筋砼筒 柱实腹梁框架.
深圳亚洲大酒店（现为深圳香格里拉大酒店，见图2）是国内最早的巨型钢筋混凝土框架 结构（属巨型钢筋砼筒柱实腹梁框架，1985年建成），该工程为Y形平面，地上33层，高114.1m.
四 5
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崔济东、罗煜等-钢筋混凝土框架-核心筒结构受力性能研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 钢筋 混凝土框架-核心筒结构受力 性能研究 崔济东 ，罗煜 ，韩小雷 （1.华南理工大学土木与交通学院，广东广州，510640 2.华南理工大学亚热带建筑料学国家重点实验室，广东广州，510640：） 摘要：钢筋混凝土框架-核心筒结构是目前我国高层建筑中广泛采用的一种结构体系，对这类结构在地震作用下的受力性能 进行研究具有重要意义.
本文以某典型的钢筋混凝土框架-核心简结构为例，利用PERFORM3D软件对该结构进行罕遇地 震作用下的弹性与弹塑性动力时程分析，并对其层间剪力、楼层位移、层间位移角进行了对比研究.
结果显示：在强震作用 下，弹塑性模型刚度削弱，除了项部某些楼层外，结构大部分楼层剪力均小于弹性模型的剪力：与弹性模型相比，弹塑性模 型的楼层位移响应较小且相对滞后.
关键词：钢筋混凝土框架-核心简结构，弹性与弹塑性动力时程分析，抗震性能 1引言 钢筋混凝土框架-核心筒结构是目前我国高层建筑中广泛采用的结构体系之一，对这类结构体系的抗震 性能进行深入研究具有重要意义.
根据我国现行规范，考虑不同的设防烈度、场地特征周期和楼层高度设 计了一批典型的钢筋混凝土框架-核心筒结构，并进行罕遇地震作用下的弹性与弹塑性动力时程分析，通 过对比弹性与弹塑性层间剪力、层间位移、顶部位移和层间位移角，把握该类结构宏观受力性能的共性.
本文以其中7度0.1g的某一典型钢筋混凝土框架-核心筒结构为例进行说明.
2工程概况 结构所在场地租糙度类别为C类，基本风压为0.3kN/m，设防烈度为7度，设计基本加速度为0.1g， 设计地震动分组为1组，场地类别为1类.
结构平面布置如图1所示，结构共37层，首层层高5m，其余 层层高4m，结构总高度149m.
外框架平面尺寸45mX45m，核心筒平面尺寸17mX17m.
各楼层主要构件截 面尺寸参见表1，结构混凝土强度等级如表2所示.
楼板厚度均为100mm.
考虑到次梁、隔墙自重与楼面 装修荷载的影响，楼面附加恒载统一取4.0kN/m，楼面活载取3.0kN/m，边梁线荷载取10.0kN/m.
表1各层主要构件截面尺寸/mm 表2混凝土等级 层号 （外/内简）墙厚 框架梁 框架柱 层号 核心筒 框架梁、楼板 框架柱 1°7 006/009 1600 ×1600 1°5 C60 C60 8°14 550/250 1500 × 1500 617 C55 C30 C55 15~21 500/250 008 ×00 1400 ×1400 18~25 C50 0 22^28 450/200 (400× 900) 1300×1300 2637 C45 C45 400/200 1200 × 1200 注：括号内为边梁截面尺寸 作者简介：崔济东（1988-），男.
博士研究生，Esil：i jidnnmailxcedu.cn
表3结构抗震弹性计算结果 X向层间位移角最大值Y向层间位移角最大值 X向基底剪力/kN Y向基底剪力/kN SATWE 6901/1 1/1234 14319. 94 14841. 74 ETABS 8601/1 1/1315 14400. 53 15149 56 误差（%） 2. 641 6. 159 0.563 2. 074 3弹性与弹塑性动力时程分析 3.1地震波选取 选取20条地震波对结构进行大震时程分析，根据我国规范规定：实际地震记录的数量不应少于总数量 的2/3，故采用14条天然波和6条人工波的组合方式.
其中，天然波数据来自美国太平洋地震工程研究中 心（PEER）的强震数据库.
所选地震波频谱特性、有效峰值、持续时间均满足《抗规》和《高规》 [5] 的要求.
所选天然地震波信息见表4，20条地震波反应谱与规范反应谱的匹配情况如图2.
表4天然地震波 编号 地震事件名称 年份 站台名称 所选分量 PGA (g) GM1 Chi Chi Taiwan 05 1999 CHY032 CHY032E 0.0889 GM2 Imperial Valley 06 1979 E1 Centro Array #8 E08230 0. 2788 GM3 Chi Chi Taiwan 06 1999 TCU140 TCU140-N 0. 0596 G Denali Alaska 2002 TAPS Pusp Station #11 ps11066 0. 0214 GM5 Kocaeli Turkey 1999 Istanbul IST180 0. 7271 GM6 Chi Chi Taiwan 1999 HWA025 HRA025E 0. 0723 GM7 Chi Chi Taixan 1999 CHY088 N880AHO 0. 1282 GM8 Loma Prieta 1989 Lower Crystal Springs Dan dvnst CH09090 0. 1749 GM9 Chi Chi Taiwan 03 1999 CHY090 CHY090-N 0. 0259 GM10 Chi Chi Taiwan 05 1999 CHY033 CHY033E 0. 0449 作者简介：崔济东（1988-），男，博士研究生，Emsil：idorixcedcn
梁、柱 采用分段塑性的纤维模型进行模拟，剪力墙采用分层剪力墙模型模拟.
非约束混凝土本构采用与规范混凝 土本构拟合的五折线本构，柱混凝土本构采用考虑约束效应的Mander模型.
本文钢筋均采用HRB400等 级，本构采用非屈服的二折线本构.
材料的滞回法则通过软件内部的能量系数设置.
45 600 40 C50 C55 35 500 C45 C40 HRB400 20 C35 C30 300 15 C60 200 5 100 0.01 0.02 0 0.00 0.02 0.04 0.06 0.08 应变 0.10 压应变 图3约束混凝土的应力-应变关系曲线 图4HB400钢筋应力-应变关系曲线 3.3动力时程分析 结构在双向和单向地震动作用下的响应相差较大，结构在双向地震动作用下往往破坏得更严重.
本文 按1:0.85的强度比例沿结构两个主方向输入地震波，对结构进行大震下的弹性和弹塑性动力时程分析.
3.3.1大震弹性与弹塑性层间剪力 弹塑性计算模型中，X方向层间剪力平均值的最大值为47086.16kN，Y方向为48208.86kN，约为小震 作者简介：崔济东（1988-），男.
博士研究生，Esil：i jidonilxcuedu.cn
限于篇幅，以下仅给出20个工况的X方向层间剪力 结果，如图5.
从图中还可以看出，对于该模型，弹性计算结果的离散性要比弹塑性计算结果的大.
35 GM1 GM2 35 M (W) 35 GM1 GM3 6M2 GMI GM4 GM4 30 GM6 GMS 30 30 GM7 GM8 25 M8 25 GMB 25 GM9 EM9 EM30 GM9 M GM10 (M11 GM10 SM12 SM11 GM13 20 SM12 GMI4 EM13 GM13 GM14 GM15 OM15 GM14 15 15 15 SM15 GM16 GM17 EM16 LIN9 SM16 GM18 GM18 SM17 SM18 10 GM19 10 SM19 10 SM19 OCW9 GM20 20004000060000 80000 50000 100000 150000 弹性层间剪力(kN) 0.5 1.5 弹塑性层间剪力(kN) 弹塑性与弹性层间剪力比 图5X方向大震弹性与弹塑性层间剪力 （1）结构大部分楼层的层间剪力比均小于1，少数几个地震工况下顶层层间剪力比大于1.
根据一般结构概念，结构在强震作用下，结构构件混凝土发生开裂，刚度减小，部分构件甚至进入塑 性阶段，结构整体刚度降低，导致结构所受剪力也会相应减小，因此大部分楼层的弹塑性层间剪力均小于 弹性层间剪力，即层间剪力比小于1： 对于超高层结构的顶部楼层，由于高阶振型的影响，顶部弹塑性层间剪力可能会出现比弹性层间剪力 大的情况.
（2）不同地震波作用下剪力比的离散性较大，这主要与结构进入弹塑性的程度有关.
一般情况下， 若结构进入弹塑性的构件的数量越多、塑性发展得越厉害，则结构整体刚度降幅越大，层间剪力比值越小.
3.3.2大震弹性与弹塑性楼层位移 X向的弹塑性最大节点位移为840.63mm（GM5X），弹性模型为1360.1mm（GM4X）：Y向的弹塑性 最大节点位移为841.04mm（GM4Y），弹性模型为1143.6mm（GM4Y）.
从计算结果可以看出两个方向下 的弹塑性和弹性节点位移的比值均小于1，说明绝大部分工况下，弹塑性模型的节点位移小于弹性模型.
限于篇幅，以下仅给出20个工况的X方向各楼层刚性隔板中心点的最大位移，见图6.
作者简介：崔济东（1988-），男.
博士研究生，Emsil：idongailxcedu.cn
可以看出，在地震波输入初期，由于结构仍然处于弹性状态，所以二者位移曲 线基本吻合.
随着地震动强度的增加，弹塑性模型的刚度开始减小，弹性模型的顶点位移大于弹塑性模型， 且出现了弹塑性模型变形相对滞后的情况.
当达到地震波峰值加速度时，二者之间的位移差值已经十分明 显.
而在地震波末期，会出现弹塑性模型顶点位移大于弹性模型的情况.
1500 1000 500 弹塑性 0 20 40 弹性 -500 -1000 -1500 GM4X顶点位移对比 图7结构顶点位移时程曲线对比 3.3.3大震弹性与弹塑性层间位移角 弹塑性模型中，X向层间位移角平均值的最大值为1/212，Y向为1/221：从每个地震波工况分析得出， X向层间位移角最大值为1/132，出现在GM5X工况，Y向最大值为1/126，出现在GM4Y工况.
我国规 范规定框架-核心筒结构的弹塑性层间位移角限值为1/100，故地震工况均满足规范要求.
由于X方向 结果与Y方向结果类似，以下仅给出20个工况的X方向层间位移角，见图8.
作者简介：崔济东（1988-），男.
博士研究生，Essil：i jidonzil xcuedu.cn
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宫伟智、陆道渊-南昌绿地紫峰大厦地下室裙房基础设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 南昌绿地紫峰 大厦地下室裙房 基础设计 宫伟智 陆道 渊 （华东建筑设计研究总院，上海200002) 提要：介绍了超高层主塔楼带多层裙房结构的地下室设计与分析方法.
当地基土的承载力较好时，地下水位变化较大， 锚杆和抗拔桩的受力分析和比较，并采用设置沉降后浇带等方式，使主塔楼和裙房的沉降变形协调，充分发挥锚杆的作用.
美键字：超限高层：非预应力抗浮锚杆平板式筏板基础：后浇带： 引言 近年来超高层结构大量的兴建，同时根据建筑功能的多样性，相应的超高层塔楼四周常常设置多层的 带地下室的裙房结构.
常用的基础做法是采用桩基的形式，塔楼下采用桩筏板基础，裙房下采用桩承台 基础，但对于地基土的承载力较好，地下水位变化较大时，抗拔桩在低水位时承受较大的压力，无法充分 发挥抗拔的作用，反而在抗压工况控制时，对于采用抗拔桩承台基础作用并不理想，故针对于解决工程 抗浮问题，本工程采用非预应力抗浮锚杆平板式筏板基础形式进行工程设计.
1、工程概况 本工程位于江西省南昌市高新区，总建筑面积约21.93万㎡，由一栋超高层建筑（结构高度为249.5米， 建筑高度为268米）和三栋零售裙楼组成.
零售裙楼将被抗震缝分为3部分，每部分结构尺寸约100米.
零 售裙房结构高度分别为裙房A区（30.5米，5层）、裙房B区（20.5米，4层）、裙房C区（15.5米，3层），其 结构形式为钢筋混凝土框架结构.
地下车库两层，10米深.
塔楼和裙房建筑地下结构为两层的地下室.
建 筑效果图及结构标准层平面布置.
见图1、图2.
裙房B区 裙房C区 裙房A区 主塔楼 图1南昌绿地紫峰大厦效果图 图2南昌绿地紫峰大厦平面布置图
拟建场地地处赣抚冲积平原区， 位于Ⅱ级阶地上，场地地形平坦开阔.
拟建场地为菜地及稻田，局部填有建筑及生活垃圾，现地面高程在 21.43~23.43m之间，一般为21.50m左右.
据本次钻探揭露勘探深度范围内，场地地层主要由人工填土、第 四系全新统湖积层、第四系上更统冲积层、第三系新余群组成.
按其岩性及工程特性，自上而下依次划分 为①杂填土、②粉质粘土、③细砂、④中砂、粗砂、③砾砂、③-1圆砾、粉砂质泥岩.
勘察场地整平 粉质粘土，其一般厚度0.30m左右.
2.2基础型式的选择 由于地下室底板落在②粉质粘土层，其承载力为220KPa是一个很好的天然地基，而在高水位时，地 下室存在很大的浮力，抗浮是采用抗拔桩还是锚杆，我们就桩基和天然基础非预应力抗浮锚杆的两种基 础形式进行比较分析.
对于拟建场地选取三种典型的上部结构方式进行比较，分别是纯地下室、三层裙房（裙房C区）、五层 裙房（裙房A区.
Ground 0.00(22.75 ) 士 高水控 -3.75(19.00) 停车场 9.75(13.00 停车场 低水位 图3南昌绿地紫峰大厦地下室立面示意图 锚杆，桩基经济性比较（按每9mx9m柱网考虑） 纯地下室 三层裙房 五层裙房 菜杆差长15m 180 长14m Φ180 锚杆方案 基本无错杆 Φ800 柱长19.5m 本800 椎长18m @800 椎长18n 桩基方案 特力息6-1层 持加层6-1 箭要布桩2根 需要布桩了根 需要布柱4根 从比较分析结果可以看出，桩基刚度较大，如地下室采用桩基的方案，为了确保裙房区域和纯地下室区域 基础共同变形，裙房区域也须采用桩基方案：但是非预应力抗浮错杆刚度较小，仅抗拔工况作用，抗压不 起作用，抗压工况控制下，2层粉质粘土承载力特征值220kpa，3层细砂为190kpa，经深度修正后的承载力
因此带地上结构裙房和纯地下室部分采用锚杆的方案可行： 设计采用减少锚杆类型，锚杆长度相同，通过锚杆布置数量调整，对于纯地下室区域和有地上裙房结构区 域进行结构基础设计.
3、塔楼、裙房交界位置分析及锚杆布置 通过计算比较，地下室裙房基础采用非预应力抗浮错杆.
为充分发挥锚杆的作用，尽量减少前期施工 过程中对于锚杆的影响，在结构设计时，通过后浇带的合理布置，使各锚杆的受力基本一致.
主塔楼采用 的是桩筏板基础，裙房采用的是非预应力抗浮锚杆平板式筏板基础，荷载、刚度存在明显的差异，故塔 楼筏板做好刚度过度.
控制沉降的后浇带可以将两个单体在施工阶段的沉降，不会发生因施工阶段的竖向 构件的压缩变形和不均匀沉降引起的附加内力，同时还根据塔楼的荷载完成情况的沉降是否趋于稳定来判 断是否封闭这个后浇带.
同时总包委托第三方监测单位每隔7天进行沉降检测.
伸缩后浇带 沉降后浇带 伸缩后浇带 沉降后浇带 图4南昌绿地紫峰大厦后浇带示意图 对于紧邻塔楼区域，因塔楼部分荷载大，沉降相对较大，根据底板的变形协调，对于附近裙房基础设 计不但需要考虑水浮力和裙房竖向荷载，需特别考虑塔楼的影响.
结构设计的原则是前期减少影响、使用 阶段增加补强措施.
前期施工阶段采用在塔楼和裙房交界处设置后浇带，通过释放前期的沉降差，来减少 因沉降差而产生的底板变形内力.
详见图4.
主塔楼和裙房之间底板厚度从核心筒下3500mm、核心筒外至 框架柱底板厚度2800mm、框架柱外至裙房A区底板厚度750mm.
使用阶段通过加强主楼和裙房交界处底板配 筋（框架柱外至裙房A区底板加强配筋），A区裙房临跨下柱墩设计时根据计算增加厚度和平面尺寸（抗压 工况起控制作用），增加下柱墩配筋等方式，促使主塔楼和A区裙房之间达到变形协调，尽量减少主塔楼
如图5和图6.
底板板带加强区 域 图5主塔楼与裙房A区边界设置底板柱墩示意图 图6主塔楼与裙房A区边界设置底板配筋示意图 14 AI→B拉→CI 14.0 12 124 10 10.0 06 04 9 0.2 20 61次 82次 83次 84次 8s次 86次 87次 次数 图7施工单位根据第三方检测得到的主塔楼及裙房的沉降数据统计表 从现场监测的沉降数据得出，主塔楼和裙房在沉降和底板变形基本一致.
有效的控制了彼此之间的差 异变形，沉降稳定后消除了主塔楼和裙房底板之间的沉降附加应力，充分发挥塔楼下桩及裙房下锚杆的作 用，减少了底板平衡附加应力的板内钢筋，取得了良好的效果.
4、锚杆布置与优化 4.1锚杆布置方式的分类 抗浮设计中常用的锚杆布置方式有下面几种： 1）集中点状布置，一般布置在柱下.
2）集中线状布置.
3）面状均匀布置.
4）结合底板刚度面状布置， 和面状均匀布置相似.
4.2锚杆布置的优化 对于纯地下车库区域，地上无裙房，恒载较小，底板下所需锚杆较多，集中点状布置和集中线状布置 方式不适合.
比较了面状均匀布置和结合底板刚度面状布置两种情况.
若假定底板平面外刚度极小，考虑地下室底板接近“绝对柔性”，则面状均匀布置是合理的.
但750m 厚地下室底板的平面外刚度较大，锚杆所承受上拔力的大小与底板变形相关，而不是每根锚杆所对应的底 板面积绝对相关.
根据锚杆与底板的变形协调，通过锚杆的合理布置，使其受力尽量均匀，充分发挥锚杆 的抗拔承载力.
比较图8（a）和图8（b)，面状均匀布置，底板中部锚杆受力明显大于其余位置，各锚杆受 力不均匀：而结合底板刚度面状布置更符合锚杆的实际受力机理，是纯地下车库区域最终的选择方案.
上部结构传递下来的竖向荷载可以平衡一定比例的水浮力.
故柱下取消部分锚杆，通过地下室底板来 平衡剩余部分荷载，底板的弯矩和配筋较小.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (a)面状均匀布置 (b)结合底板刚度面状布置 图8纯地下车库区域锚杆平面布置图 裙房区域上部结构恒荷可以平衡的一定比例的水浮力，需要的锚杆数量较少，因而采用集中线状布置 的方式（图9）.
中 图9裙房区域错杆布置 4.3锚杆与底板的变形协调 地下室水浮力由非预应力锚杆与底板共同分担，锚杆为被动受力体，底板在水浮力作用产生竖向位移 时，锚杆才会产生抗拔力，底板位移越大，错杆抗拔力越大：而抗浮错杆同时约束了底板的变形.
因此， 在设计时不宜将其独立出来单独计算受力，要考虑它们之间的变形协调，使锚杆设置更加安全合理.
考虑 锚杆与底板变形协调的设计方法的优点为：1）优化锚杆数量.
2）可有效减小底板弯矩，降低底板厚度和 配筋量，节约工程造价.
5、结论 非预应力抗浮错杆由于底板弯矩小、受力合理、造价低、工期短、施工方便等因素得到越来越广泛的 应用.
本文结合工程实例，对非预应力抗浮锚杆的设计、锚杆的布置方式、错杆与底板的变形协调等问题 进行设计探讨，对于有多层建筑的裙房，当裙房的地基条件较好时，如何控制两者之间的受力，怎样选择 基础形式，本工程提供了参考.
参考文献 [1]中华人民共和国住房和城乡建设部.GB50330-2013建筑边坡工程技术规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2013. [2]中华人民共和国住房和城乡建设部.GB50086-2001锚杆喷射混凝土支护技术规范[S].北京：中国建筑工业出版社， 2001. [3]中华人民共和国住房和城乡建设部，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]哈敏强：陆道渊：宫伟智：等.南昌绿地紫峰大厦结构设计关键技术，建筑结构学报，2012. [5]叶国认.某地下工程抗浮锚杆优化设计.广东建材2011.6.20 [6]翟健：时佰雷：惠丹菊：曹猛.从抗浮锚杆看抗浮设计方案.中国新技术新产品2011.11.25
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宋莉，邱韶光等-大连星海湾金融商务区XH-15地块超高层综合体结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大连星海湾金融商务区XH-15地块超高层 综合体 结构设计 宋莉 ，邱韶光 ，关立军，王鹏 （大连城建设计研究院有限公司，大连116021） 提要：大连星海湾金融商务区XH-15地块超高层综合楼建筑高度为193.30m，共51层，超B级高度高层结构，钢筋混 凝土框架-核心简结构，采用SATWE及MIDAS二个程序计算分析，计算结果相近，小震下结构周期比、位移角、位移比、 剪重比均满足规范要求，进行弹性时程计算，顶部楼层地震力放大，中震、大震下底部加强部位的主要墙肢、框架柱及其余 楼层的主要墙肢、框架柱均满足规范要求和性能目标，穿层柱需满足中震弹性：支撑楼面梁的连梁受剪承载力满足中震弹性： 框架柱在下部增设构造型钢，提出本工程结构加强措施.
关键词：性能目标，中震，大震，弹性，不屈服 1.工程概况 大连星海湾金融商务区XH-15地块超高层综合楼位于大连市沙河口区太原街西侧，新盛荣丰田4S店 南侧.
项目建筑面积约82642平方米，地下三层，B1层层高5.4m，B2层层高：4.2m，B3层层高：4.8m，地 下室功能为平战转换核六级人防、停车库、超市：主塔楼建筑高度为193.30m，共51层，设4层裙房，在 地上裙房与单体间通过设置抗震缝将其分为两个独立的结构单元，该楼功能为商业、办公、公寓：标准层 层高3.5m、3.6m、3.65m、3.7m，平面轴线尺寸为38.8x38.8m.
图1综合楼效果图 图2计算模型图 作者美介：宋莉，1961.7生，教授级高工.
一继注册结构师 1
中震、大震计算的设计地震动参数 表1 基本风压：0.65kN/m2（用于 参数设置 中震弹性/中震不屈服 大震不屈服 位移计算），1.1X0.65=0.715kN/m2 （用于承载力计算），地面粗糙度B 场地特征周期 0.49 0.54 类，风荷载体型系1.4.
水平地震影响系数最大值0.23 0.50 3.结构设计 3.1基础 本工程±0.00相当于绝对标高4.60m，三层满铺整体地下室，地下室不设缝，1号楼地上4层裙房，首 层以上用抗震缝将塔楼与裙房分开，各自成为独立结构单元，塔楼在首层与地下一层之间设设备夹层，夹 层层高2.0m：根据地勘报告，本工程采用天然基础，主塔采用筏板，板厚2.8m，核心筒范围3.3m，持力 层为中风化石英岩，主塔范围以外采用独立柱基础加防水板，持力层为中风化石英岩、强风化石英岩，地 基承载力特征值中风化岩fa=1500kPa，强风化岩fak=450kPa：应进行基础沉降验算，主塔与裙房及地下车 库间考虑不均匀沉降，满足规范要求.
3.2地下室结构 塔楼范围内与塔楼结构体系一致，塔楼范围以外：现浇钢筋混凝土框架结构.
地下室整体不设缝，平面尺寸为300X95米属超长结构，设计和施工中须考虑温度应力、水浮力等不 利影响.
对地下室相应结构构件采取加强措施，采取设施工后浇带（加强带）、配置抗裂钢筋，使用复合 抗裂防水剂等抗裂防水措施.
依据地勘报告，抗浮设计水位标高为4.0m，地下室中上部为多层结构及无上部结构部分存在整体上浮， 采用抗浮锚杆进行整体抗浮设计，并按抗浮设计水位进行底板的局部抗浮承载力验算.
地下室顶盖（±0.00）作为上部结构嵌固端，按规范要求采用现浇梁板结构，顶板厚180mm，双层双 向配筋，梁、柱等其他构件均按规范要求加强.
依据地勘报告提供的地下水对建筑材料腐蚀性评价，本场地地下水对混凝土结构具弱腐蚀，对钢筋混 凝土中钢筋长期浸水环境下具微腐蚀，干湿交替环境下具微腐蚀.
按规范要求进行地下室结构的防水和耐 久性设计，如控制外墙裂缝宽度，增加保护层厚度，提高混凝土密实度加阻锈剂等.
3.3上部结构 结构体系：本工程采用钢筋混凝土框架-核心筒结构，为满足规范框架柱轴压比限值要求，钢筋混凝土 框架柱在下部增设构造型钢，最小含钢率24%，型钢设置范围地下1层-24层：楼屋面采用现浇钢筋混凝 土梁板结构，地上塔楼：核心筒剪力墙一级，框架一级：相关范围内的地下室（主楼周边外延2跨）：夹层、 B1层抗震等级一级，B2层抗震等级二级，B3层抗震等级三级：相关范围以外上部裙房外延一跨范围： B1层抗震等级三级，B2、B3抗震等级4级：相关范围外且无上部结构的地下室：B1~B3层抗震等级四级： 中震时出现小偏心受拉的混凝土构件采用特一级构造：底部加强部位：1F~4F（标高±0.00米~20.40米）： - 2-
图3二层结构布置图 图4标准层结构布置图 4.结构超限类别及程度 塔楼采用钢筋混凝土框架-核心筒结构，高度超过B级高层建筑适用的最大高度13.3米：楼面局部开 大洞，开洞面积占本层面积的32%，大于30%，楼板不连续，结构平面不规则：沿竖向有穿层柱，结构局 部不规则.
5.抗震性能目标2] 表2 地震烈度 多遇地震 设防烈度 罕遇地震 抗震性能水准 完好无损坏 可修复的轻度损坏 中度损坏，不倒塌 层间位移限值 1/635 1/100 底部加强区剪力墙 弹性 弹性 其他部位剪力墙 弹性 正截面承载力 不屈服 受剪 弹性 满足 底部加强区柱 弹性 弹性 受剪截面控制条件 构 其他部位柱 弹性 正截面承载力 不屈服 件 受剪 弹性 性 穿层柱 弹性 弹性 受剪不屈服 能 连 支撑楼面梁的连 弹性 受剪弹性 满足受剪截面 梁 梁 控制条件 框 架 其他连梁、框架梁 弹性 正截面允许屈服， 受剪不届服 梁 - 3 -
（1）层间位移角 表3 SATWE MIDAS 规范限值 X方向地震 层间位移角 1/815 1/836 1/635 发生位置（层） 39 39 最大 Y方向地震 层间位移角 1/816 1/834 1/635 发生位置（层） 层间 42 42 位移 x方向风 层间位移角 1/859 1/882 1/635 发生位置（层） 34 34 Y方向风 层间位移角 1/854 1/880 1/635 发生位置（层） 42 39 （2）最大水平位移和层间位移平均值之比 表4 SATWE MIDAS X方向地震 1.19 1.18 Y方向地震 1.20 1.20 （3）依据抗震规范，楼层最小剪重比： =0.0124× 45 =1.60% =0.0129× 45 35 =1.66% 35 楼层剪重比均大于最小剪重比 （4）楼层层间抗侧力结构的受剪承载力无突变，各楼层满足楼层层间抗侧力结构受剪承载力不小于其上 一层受剪承载力的75%.
（5）刚度比：二层以上楼层与相邻上层的比值均大于0.9，一层为嵌固层，比值大于1.5 .
(6）框架地震剪力按0.2V0调整.
（7）框架承担的倾覆力矩比例在27%-42%之间，小于50%.
（8）刚重比：X向：2.85，Y向：3.24大于《高规》规定的1.4，满足稳定要求，大于2.7不需要考虑重 力二阶效应.
（9）剪力墙轴压比均小于0.5，框架柱轴压比均小于0.75.
（10）弹性分析结论：SATWE和MIDAS两种不同软件整体计算结果的对比可知，其整体计算结果基本相 同，各项整体指标均满足规范要求，构件配筋率、轴压比在合理范围之内.
4 -
6.4结构舒适性验算 根据SATWE计算结果，在10年一遇的风荷载标准值作用下，塔楼顺风向与横风向的顶点最大加速度 值均小于住宅、公寓的规范限值0.15m/s².
6.5中震弹性、中震不屈服验算（SATWE) 中震弹性设计采用荷载作用分项系数，材料分项系数和抗震承载力调整系数、材料强度取设计值.
不 屈服设计荷载作用分项系数取1.0（组合值不变），抗震承载力调整系数取1.0，材料强度取标准值.
以上设计均不考虑地震组合内力调整系数（即强柱弱梁、强剪弱弯调整系数），不计风荷载作用效应 的组合，考虑重力荷载与地震作用组合：中震计算时，连梁刚度折减取0.5，框架部分分担地震剪力标准 值按基底总剪力标准值20%调整框架柱剪力，考虑双向地震作用，按设定的抗震性能目标进行计算，剪力 墙墙肢编号见图5，受剪承载力比值见表6.
（1）核心筒主要墙肢中震弹性受剪验算： 中震弹性的剪力设计值与受剪承载力的比值 表6 02 03 层号 10 Q2 剪力 承载力 比值 剪力 承载力 比值 1 3464 5908 65°0 7059 9722 0.73 2 3966 6137 590 7530 9881 0.76 12 4442 5653 0.79 7025 8409 80 42 1354 1849 0 2445 3126 0.78 图5剪力墙墙肢编号图 -5-
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宋玉楚、姚远等-某大底盘多塔超高层结构设计与分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某大 底盘多塔 超高层 结构设计与分析 宋玉楚 ，姚远 ，张守峰，李雪，刘璐，许泽瑶 （中国建筑设计研究院，北京，100044） 摘要：本文结合一个大底盘多塔超高层住宅项目的结构设计过程，讨论了根据建筑功能和高度选用合理结构形式 的办法.
通过对整体模型和分塔模型的包络计算分析，探讨了不同结构形式的塔楼在地震和风荷载作用下的主要 控制因素.
根据大底盘多塔结构的特点，罗列了对此类结构形式常见的几个间题的解决措施.
关键词：超高层，大底盘，多塔，整体计算 1工程概况 某综合性超高层住宅及公寓项目位于湖南省长沙市.
项目总建筑面积31万m，由7栋超高层塔楼，1 栋多层商业楼及大底盘裙房组成”，见图1、图2.
主要功能为住宅、车库、商业和养老配套.
典型剖面见图3.裙房地上共1层称GF层，结构高度4.5m，其上有覆土1.5m：地下为1层，层高3.8m.
地上塔楼1#、2#、3#、5#、6#、7#楼为超高层住宅，其中1#、2#、6#、7#、3#楼左侧单元和5#楼右侧单 元楼地上共GF45层，结构高度为138.8m，3#楼右侧单元和5#左侧单元地上共GF30层，结构高度95.3m： 4#楼为公寓，地上GF45层，结构高度147.6m：8#楼为公寓，地上GF36层，结构高度119.7m.
9#楼为 配套公建，地上GF5层，结构高度23.6m，本工程各塔楼均未超过A级高度.
从综合经济效益考虑，本工 程除4#楼外，其余6栋高层塔楼与1栋多层商业楼与裙房之间未设置变形缝，通过裙房连成一个整体，形 成大底盘多塔结构.
大底盘南北向长230m，东西向长180m，在中间部位正负零以上沿东西向设缝断开， 将大底盘分成南北两部分.
设缝后，结构最长长度为180m.
本工程建筑结构安全等级为二级，设计使用年限为50年.
抗震设防烈度为6度，抗震设防类别为丙 类，设计基本地址加速度0.05g，设计地震分组第一组.
建筑场地类别ⅡI类，特征周期0.35s.
基本风压 0.35kN/m（50年重现期），地面粗糙类别C类.
图1整体乌瞰图 图2平面规划图 作者简介：宋玉楚（1986一），男，硕士，工程师
通过与建筑专业协调，进行了优化布置，使剪力墙全部落地.
4#采用框架核心简结构，8#楼采用框架 剪力墙结构，利用楼梯间、电梯间等竖向交通盒及设备管井组合成筒体布置或布置竖向落地剪力墙，并控 制框架部分承受倾覆力矩的比例.
9#楼采用框架结构.
地下车库及裙房采用框架结构，考虑到南区地下部分为人防区，且地上GF层顶板上有1.5m厚的覆土， 为充分利用板的性能，减小应力集中，采用不设次梁的大板结构.
2.2主要结构构件尺寸及材料 地下室顶板为上部结构嵌固端.
人防区域主梁截面尺寸为400X900，楼板厚度250：非人防区域主梁 尺寸300X600，楼板厚度200mm-GF层顶板主梁截面尺寸为400X1000，楼板采用预应力实心楼板，板厚350.
塔楼的楼面及屋面均采用现浇钢筋混凝土梁板结构.
综合考虑建筑功能灵活性、可改造性及施工方便 等因素，结构布置时尽量减少次梁布置，楼板采用整间大板，轻质隔墙直接砌筑在大板上，为后期灵活分 割提供便利.
主梁截面尺寸为200X400~300×600，板厚100~160，屋面板厚120.
剪力墙结构住宅的剪力墙厚度为350mm~200mm，1#结构平面图见图4.4#楼公寓框架柱截面尺寸2200mm ×700mm~2100mm×500mm，剪力墙厚度700mm~200mm，结构平面图见图5.
8#公寓框架柱截面尺寸1100mm ×900mm~800mm×800mm，剪力墙尺寸450mm~200mm，结构平面图见图6.
9#楼框架柱截面尺寸800mm× 600mm~500mm× 500mm.
2 809 图41#楼结构平面图
现场浇筑时，由于底部竖向构件与水平构件强度等级不同，需采 取相应施工措施，见图7.
楼板或梁 剪力场 迅变土派度等级同场身 图7竖向构件与水平构件施工措施 3基础设计 场地属湘江及浏阳河1级冲积阶地，地形较为平坦，地表标高多介于35.4~37.7m间.
根据地勘报告， 场地自上而下图层依次是杂填土、粉质粘土、粉砂、圆砾、强风化泥质砂岩或强风化板岩，中风化泥质砂 岩或中风化板岩.
地勘报告给出抗浮水位设计标高32.5m.
本工程正负零标高相对于绝对标高33.1m.
本工程塔楼属于超高层建筑，荷载较大，对地基强度和变形要求严格.
结合工程特点和地质情况，剪 力墙住宅楼、4#、8#楼采用桩筏基础，桩为旋挖孔灌注桩.
剪力墙住宅楼以1#楼为例，桩径800mm，单桩 承载力特征值4500kN，持力层为中风化泥质砂岩或中风化板岩，筏板厚2300mm，基础埋深7.8m：4#桩径 1100mm，单桩承载力特征值9900kN，持力层为中风化泥质砂岩或中风化板岩，筏板厚2800mm，基础埋深 8.4m：8#楼桩径1100mm，单桩承载力特征值9000kN，持力层为中风化泥质砂岩或中风化板岩，筏板厚2300mm， 基础埋深6.7m.
桩与筏板的混凝土强度等级均为C35.
车库采用桩基础加防水板的结构形式，桩采用预应力混凝土管桩，桩径400mm，单桩承载力特征值 1400kN，持力层为强风化泥质砂岩或强风化板岩，承台多为四桩承台，厚1000mm，防水板厚400m.
4计算结果 4.1抗震等级 1#、2#、3#、5#、6#、7#楼剪力墙结构，抗震等级（包含抗震措施的抗震等级和抗震构造措施的抗震
9#楼框架结构，抗震等级为四级.
与各塔楼连 房和地下车库框架结构的抗震等级为四级.
4.2计算模型（以南区为例） 本工程采用采用盈建科软件（ver.1.5.2.1）对整体模型（南区）和带“相关范围”分塔模型（以1#， 8#为例）进行对比计算，见图8~10，分别考察结构的计算指标.
结构嵌固端取在土0.000处，计算中考虑 了扭转耦联的影响.
配筋时，按整体和分塔模型结果，并结合SATWE软件计算结果进行包络设计.
振型数 按满足质量参与系数之和达到90%的要求，由程序自动确定，最终算得振型数为113个.
图8南区整体计算模型 图91#楼计算模型 图108#楼计算模型 4.3计算结果 南区整体计算模型结果见表1，分塔计算结果见表2.为对比结果，表2将北区4#公寓楼结果也罗列 出来.
由结果可知，整体模型周期比0.63，满足规范要求.
1#楼风荷载作用下最大层间位移角大于地震作 用，风荷载起控制作用.
4#、8#楼地震作用下最大层间位移角大于风荷载作用，地震作用起控制作用.
8# 楼X向位移比超过规范限值，为本楼仅有的一项不规则项.
表1南区整体模型计算结果 阵型号 周期（s） 平动系数 扭转系数 1 4.77 1.00 0.00 2 4.73 1.00 0.00 3 4.72 1.00 0.00 4 4. 70 1.00 0.00 5 4.27 0.83 0.17 6 4.00 1.00 0.00 7 3. 94 1.00 0.00 8 3. 92 1.00 0.00 9 3.89 1.00 0.00 10 3.55 0.95 0.05 11 3.00 0.00 1. 00
图11北区质心距计算 图12南区质心距计算 5.2抗浮问题 本工程抗浮设计水位较高，水位在正负零以下0.6m，为满足车库部分的抗浮要求，应尽量将车库部分 基础底标高提高，从而降低水头.
车库地下共1层，若要提高基础底标高，层高应尽量压缩到最低，经与 其他专业多轮协调，最终确定的层高为3.8m.
同时配合室外景观绿化工程，在GF层顶板做绿化覆土1.5m， 增加了整体重量.
经计算，按此布置满足抗浮设计要求，不需要设置抗拔桩.
同时要注意，基础防水板要 计入水浮力进行设计.
5.3不均匀沉降问题 大底盘多塔结构由于塔楼和大底盘之间不设缝，带来的经济效益显著”，但可能带来的不均匀沉降也 是重点关注问题.
本项目塔楼和大底盘区域的桩，因承载力特征值要求，根据计算均打入稳定的岩石层， 可认为塔楼与大底盘的沉降量均较小，相互之间不存在不均匀沉降问题.
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安日新、李毅等-某大跨度钢连桥减振及舒适度分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某大 跨度钢连桥 减振及舒适度分析 安日 新，李毅 ，王杨，杜文博，孙建超，徐小童 （中国建筑科学研究院建筑设计院，北京100013） [摘要]本工程钢连桥采用钢桁架结构体系，跨度达82m.整于大跨度结构在正常使用状态下结构应具有良 好的舒适性，对该钢连桥采有限元程序SAP2000进行了人行激励作用下的舒适度分析，由于结构本身不满足舒适 度要求，因此对结构采用TMD减振系统进行减振设计，分析结果表明，该结构附加TMD减振系统后，其减振效 果明显，且整向振动舒适度满足正常使用要求.
[关键词]钢连桥：大跨度结构：舒适度：TMD减振系统： 近年来，随着我国经济技术水平的飞速发展，建筑的功能的趋向于多样化、复杂化，大跨度结构应用 越来越多，这些大跨度结构其竖向自振频率较低，人行荷载或机械设备荷载可能会引起的结构竖向振动及 共振响应，会引起舒适度间题，因此对大跨度结构进行舒适度分析很有必要.
1工程概况 本工程钢连桥位于北京，为连接两个单体建筑之间交通的连桥，跨度为82m，宽5.6m，三层行人桥面， 采用钢桁架体系，钢连桥结构图如图1、2所示，两个单体建筑主体采用钢筋混凝土结构，钢连桥采用型 钢柱与核心筒共同支撑，在型钢柱柱顶放置万向球形支座，一端为固端，一端滑动，以减少地震和温度作 用下大跨度钢连桥对两个单体结构的影响，钢连桥对应的楼层和屋面板采用组合楼盖楼板.
图1钢连桥结构侧立面图 图2钢连桥结构剖面图 作者简介：安日新（1978-)，男学士，工程师
本工程钢连桥跨度达82m，因此需要考虑其舒适度问题.
钢连桥桥宽（5.6m）相对于其跨度（82m）较 小，因而其侧向刚度相对较小，虽然人行天桥存在竖向振动的问题，但当侧向刚度较弱时也可能发生横向 振动的问题，如伦敦的干禧大桥发生过横向振动间题.
对于横向振动，我国这方面研究较少，国外大部分 规范规定横向敏感频率范围为竖向频率范围的一半，德国规范规定人行横向频率敏感范围为05~1.2Hz，根 据伦敦千禧大桥研究报告表明，对于横向振动小于1.5Hz的人行天桥均有可能发生横向同步激励诱发的横 向动力失稳 所以对于本工程，我们采用两个方案（有侧向约束和无侧向约束）两个计算模型进行对比：两个计算 模型通过限元软件SAP2000分析，分析模型及结果如下图3所示： 有侧向约束 图3钢连桥结构计算模型 计算结果表明：两个模型第一振型均为横向振动，对于方案一（桁架顶部有侧向约束）的计算模型第 一振型频率为1.82Hz离横向敏感范围有一点的距离，方案二（桁架顶无侧向约束）计算模型第一振型频 率为1.32Hz，处于横向振动敏感区域，有可能发生横向同步激励诱发的横向动力失稳.
为了结构安全，在 设计时应在钢连桥顶部附加侧向约束.
根据钢连桥附加侧向约束计算模型进行钢连桥自振特性分析，第一竖向振动周期为0.43s，频率为 2.31Hz，低于3Hz，与人步行频率接近.
当人流密集时，很可能存在桥面板竖向振动的舒适度问题.
3结构计算方法 楼板的振动，一般是由人行走、机械车辆设备运行等产生的，楼盖振动过大会影响到人们的正常工作 生活，楼盖的振动限制取决于人们对振动的感觉.
人对楼盖的振动的感觉取决于楼盖振动的大小和持续时 间，取决于人所处的环境、人所从事的活动和人的生理反应.
3.1人行激励荷载 由于行人行走过程的复杂性和随机性，国内外对行走激励荷载曲线还没有一个统一的标准，目前主要 有三种外荷载模拟曲线：（1)正弦曲线：（2)半正弦曲线：（3)国际桥梁及结构工程协会（IABSE）中建议的 步行荷载曲线.
本文分析时主要采用IABSE中步行荷载曲线，如图4所示.
该图中，行人质量按ISO标准
结构分析时，将步频按激励频率比做调整，以 考虑不同频率下的减振效果.
人行荷载激励 - 2. 3k 0.4 0 5 时间（s） 10 15 20 图4人行激励荷载时程 对于人行荷载模式，各国学者有不同的研究结果，楼板在人群激励下的响应是非常复杂的自然现象， 它既包括人在空间上随机分布、步行荷载在时间上的随机分布，还包括步行激励的“自主同步”现象.
本 分析报告参考ISO标准，将人行荷载均布于桥面板上，人群密度取1人/n，同步率取为20%.
3.2舒适度评价标准（ 为了避免行人感到不适，各国规范或设计标准规定了加速度允许值，目前国内还没有统一的舒适度评 价指标，但是各国规范和设计标准中有很多类似指标，如：Diekmann指标、欧洲ECCS规范指标，ISO10137 规范指标和我国列车车体加速度指标.
其中以英国BSI提出的舒适度评价方法最为简单易行，BSI规定的 舒适度最大加速度允许值可以表达为： 3.3原结构舒适度验算 本工程人行荷载频率分别采用1.7～3.0Hz进行计算分析，在人行荷载激励下，竖向位移产生明显放 大效应，特别在2.3Hz时放大效应最为明显，此时加速度也最大，取跨中加速度反应最大的两个点作为参 考点（节点16，17），经计算当人行激励荷载同钢桥第一竖向频率相同时，节点16和节点17的最大加速 度值为1.186m/s和1.196m/s.
可以看出本工程人行荷载激励下的加速度峰值不满足上述限值要求.
由于 人行荷载激励频率与钢连桥自振频率接近引起共振，从结构长期效应来看，会使钢结构的焊缝处在较大的 疲劳荷载下引起损坏，危害结构安全.
因此，需要采用一定技术手段，控制桥面板振动，减小桥面竖向加 速度，使该结构能够保证安全和满足舒适性的要求.
4结构减振设计 由该结构的特点，如采用加大桥梁刚度，提高结构竖向频率的办法使其满足舒适性要求，将会增加大 量钢材，经济上不合理，且过大的增加了桥梁自重荷载.
调谐质量阻尼器（TMD）由质量块，弹簧与阻尼系统组成.
当结构在外激励作用下产生振动时，带动 TMD系统一起振动，TMD系统产生的惯性力反作用到结构上，调谐这个惯性力，使其对主结构的振动产生 调谐作用，即调整TMD自身频率与主体结构的频率接近，从面达到减小结构振动反应的目的.
人行荷载属 于窄带随机过程，且有同步效应，对这类激励荷载，TMD系统具有良好的控制效果.
且TMD成本低、装卸 简便.
目前已有不少采用TMD技术进行桥梁、楼板舒适度控制的工程案例，实践证明TMD技术减振效果良 好.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 综上所述，采用TMD技术进行楼板舒适度的控制，将取得良好的经济、技术效益.
4.1TMD布置方案及设计参数 本方案在结构共上布置了8个TMD，每个4吨，TMD总质量为32吨.
采用SAP2000进行模拟计算，TMD 采用集中质量模拟，并通过Link单元进行模拟，TMD的平面布置图与立面布置图如图5所示： TMD TMD 图5TMD系统布置简图 表1TMD设计参数 名称 TMD质量（t） TMD弹簧总 TMD阻尼系数 TMD 调频 刚度KN/m KN. s/m 频率（Hz） 数量 TMD1 4 820 9.16 2.3 8 4.2计算分析结果 在同原结构自振频率相同（2.3Hz）的人行荷载激励下TMD减振和原结构加速度时程对比，如图6、7 所示：从图中可以看出在2.3Hz人行荷载激励下，TMD减振效果很明显，结构附加TMD后节点16和17加 速度峰值分别由原来的1.186m/s²和1.196m/s²减小为0.3120m/s²和0.3135m/s²，减振达73.8%，减振效 果显著.
节点6加速度 1.5 TMD减报 时间[(s) 图6TMD减振和原结构加速度时程对比（节点16）
5结论 1.结构竖向振动基本频率为2.3Hz，低于3Hz，不满足规范要求： 2.人行激励下，原结构楼板竖向加速度达到1.196m/s²，不满足舒适度要求：设置TMD后，人行激励 下，结构楼板竖向加速度最大值减小至0.3349m/s²，小于规范要求，满足舒适度要求.
3.本工程采用TMD减振能够有效减小人行荷载激励下结构加速度反应.
参考文献 [1]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，2011 [2]陈政清，华旭刚编著.人行桥的振动与动力设计[M].北京：人民交通出版社，2009.
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孟美莉、吴兵等-沈阳宝能金融中心住宅塔楼结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 沈阳宝能 金融中心住宅塔楼 结构设计 孟美莉 ，吴兵，傅学怡，郑竹”周坚荣，陈力嘉，许鸿珊，吴杨，王元中 (1.深圳大学建筑设计研究院.
深圳，518060：2.深圳宝能投资集团，深圳，518000) 摘要：沈阳宝能金融中心住宅塔楼高194~200m，结构高宽比8.49.5，采用钢筋混凝土全落地剪力墙结构体系，通过合理 地配置剪力墙，形成束筒效应，有效提高了整体结构抗侧及抗扭刚度：考虑大底盘多塔效应、短墙效应等对结构进行了深入 细致的计算分析，以保证工程的安全性和合理性.
工程所采用的结构体系对于其它超高层住宅建筑具有很好的借鉴作用.
关键词：剪力墙束简结构：大底盘多塔：高宽比：超高层住宅： 1工程概况 沈阳宝能金融中心项目位于沈阳市沈河区，本项目东边的青年大街是沈阳市的最主要的主干道路，俗 称金廊：西边为彩塔街，北边为沈阳第九中学，南边为文艺路.
该地区为沈阳市金廊的主要商业中心区.
总用地面积58424.1m2，总建筑面积107万m2，建筑基底面积58424.1m2.
项目包括1栋办公塔楼T1、1 栋酒店公寓塔楼T2、5栋超高层住宅及5商业裙楼及5层地下室.
其中T1办公塔楼、T2酒店塔楼分别设 建筑、结构专业从方案、初步设计至施工图均由深圳大学建筑设计研究院完成，建筑效果图见图1，各塔 楼平面及结构分缝示意见图2.
结构缝 结构缝 图1建筑效果图 图2各塔楼平面布置及地面以上结构分缝示意 2结构构成 本工程住宅塔楼为全落地剪力墙结构，设有五层裙房，裙房高为28.0m，六层为架空层，层高6.8m， 七层以上为住宅标准层，层高3.0m，主体结构59层，高约为194.55m，局部出屋面为机房.
由于建筑平面呈一字形，为加强建筑的抗扭刚度，在不影响建筑的前提下在周边布置剪力墙并加厚， 两侧山墙部分梁配合建筑上反、梁高增大，同时弱化筒体内部，楼电梯间布置少量剪力墙主要承受重力荷 载.
地下室至首层，墙厚700~600mm，首层至六层：墙厚500~400mm（少量600mm），七层以上外围墙 作者简介：孟美莉（1970-)，女，学士.
教授级高级工程师
楼屋盖结构采用梁板体系，梁高600mm，局部采用大板，不设置小次梁，以提高建筑室内净高，楼板 厚度为100~180mm不等.
结构构成具有如下特点： 2.1大底盘多塔 裙房与5栋住宅塔楼之间不设防震缝，为一大底盘多塔结构.
结合建筑功能需要，利用楼梯间布置剪 力墙，以使大底盘具有适宜的抗扭刚度、抗侧刚度，形成完整的框架一剪力墙体系.
同时，5栋塔楼均匀 置于裙房周边，塔楼对底盘基本对称布置，上部塔楼结构的综合质心与底盘结构质心的距离： AX=24.92m，相应于裙房边长的12.4%； AY=12.83m，相应于裙房边长的5.3%： 均小于相应裙房边长的20%.
综合系心 上部话 53800 大自品心 图3塔楼与底盘质心示意图 图43#楼结构平面布置图 2.2剪力墙束筒 住宅均为板楼，塔楼宽度均较小，5栋塔楼建筑高宽比为：9.5（3.5.6.#）、8.1（4#）、8.7（7#）， 均大于《高层建筑混凝土结构技术规程》中B级高度高层建筑适用的最大高宽比.
相对于常规建筑，该类大 高宽比的结构，其结构刚度、剪重比、刚重比等均难以控制.
结构设计时，结合住宅的建筑特点，剪力墙 均匀布置，通过加厚外翼墙肢、围合剪力墙等措施构成平面内多个有效筒体，整栋塔楼主体结构由多个束 筒一连梁构成，产生束筒效应，充分发挥整体结构空间作用，有效的提高了结构的抗侧、抗扭刚度.
典型 塔楼结构平面布置见图4.
2.3塔楼纵向短墙较多 板楼式的建筑布置，南北向的门、窗导致了纵向短墙较多，对结构抗震延性不利.
3整体结构性能 结构计算主要采用ETABS9.7.4软件，其中梁采用杆单元，楼板、墙体采用壳单元模拟.
各栋塔楼计算 时均带有周边3跨裙房结构.
项目抗震设防烈度为7度，丙类设防，场地特征周期0.4s，场地安评报告提供的小震时程波峰值加速 度为40gal，根据公式α=2.25xA/g计算得到安评对应的α=0.0915，小震计算采用作用效应较 大的安评谱，中、大震计算采用规范谱.
按荷载规范，沈阳市基本风压0.55kN/m²（50年一遇）.
根据《高规》4.2.2条规定，承载力设计时按 基本风压的1.1倍采用，C类地面粗糙，体型系数1.4.
主要计算结果见表1、2.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1结构整体计算指标 计算模型 计算结果 3楼 4楼 5 6楼 7#楼 自振周期 4.62 (Y) 4.25 (Y) 4.47（Y) 4.62 (X) 4.57 (Y) (S) 2 4.36 (X) 4.05 (X) 4.23 (X) 2.97(T)=0.64T 3.26 (T)=0.77T 1.97 (T)=0.43T1 3.45 (T)=0.75T1 地震作用下 X向 1/1193(28 层) 1/1262(24 层) 1/968(39 层) 1/1250(27 层) 最大层间位移角 Y向 1/917(46 层) 1/1088(41层) 1/947(46 层) 1/872(42 层) 50年风荷载作用下X向 1/2612(28 层) 1/2995(24 层) 1/1297(29 层) 1/3257(24 层) 最大层间位移角 Y向 1/878(43 层) 1/1145(38 层) 1/928(43 层) 1/872(37 层) 最大扭转位移比 x向 1.25 （59层） 1.03 （6层） 1.14（20层） 1.24 (59) （计偶然偏心） Y向 1.20 (6层) 1.02 （6层） 1.19 (6层) 1.26 (7层) 重比 X向 3.85 4.12 2.99 3.82 EI/GH² Y向 2.88 3.34 2.85 2.98 3.1模态分析 计算取27个振型，X、Y两方向质量参与均95%以上，前3个振型周期见表1，可以看到，结构平动、 扭转振型清晰，第1、2振型均为平动振型，T/T=0.75<0.85，较好的满足了规范要求. 3.2位移角及位移比 由于结构设计充分利用剪力墙结构的整体空间筒体效应，注意围合整体剪力墙结构，外翼缘墙肢加厚， 有效提高整体结构抗侧和抗扭刚度. 可以看到，主体结构层间位移角均很好的满足规范要求. 其中，考虑 偶然偏心影响，扭转位移比最大值出现在7#楼的第7层，6/3=1.27，略大于规范规则结构限值1.2，但 相应楼层的层间位移角（1/1452）小于规范规定的1/694，基本满足规范要求： 3.3整体稳定 各栋塔楼中刚重比采用倒三角形加载方式计算得到，最小值为2.85，均大于2.7，且尚未考虑结构下重 上轻对结构整体稳定的有利影响. 结构的整体稳定性验算及重力二阶效应均满足《高层建筑混凝土结构技 术规程》5.4的规定. 3.4剪重比 由表2可见，各栋塔楼小震作用下基底剪重比都满足规范最小限值的要求：由于安评谱α相对于规 范谱α放大了0.0915/0.08=1.14倍，故安评谱所对应的最小值也相应的放大相同的倍数. 各栋塔楼基底剪 力中：3、4#楼：X向基底剪力均为安评谱最小值的90%，不满足楼层数为5层（8.4%的楼层数），5/6#楼： X向基底剪力为安评谱最小值的95%，不满足楼层数为2层（3%的楼层数）7#楼：X向基底剪力为安评谱最 小值的94%，不满足楼层数为5层（8.4%的楼层数）：其余均满足安评谱的最小值要求： 在构件承载力设计时，各栋塔楼X向底部剪力均放大到安评谱要求的最小限值，上部楼层地震剪力放 大同样倍数. 表2小震作用下结构基底剪力及剪重比 计算模型 计算结果 # 4# 5 6# 7# 方向 X向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 基底剪力（KN) 16442 19263 21936 23690 9312 10249 19865 20804 剪重比 1.36% 1.59% 1.47% 1.59% 141% 1.55% 1.48% 1.55% 规范谱要求最小值 1.34% 1.27% 1.46% 1.39% 1.30% 1.34% 1.39% 1.34% 安评谱要求最小值1.52% 1.44% 1.66% 1.58% %81 1.52% 1.58% 1.54% 3.5剪力墙轴拉力及截面承载力中震验算 剪力墙轴拉力验算按中震不屈服组合复核，控制中震组合作用剪力墙轴拉应力不大于1.0倍ftk：剪 力墙承载力按中震不屈服目标验算. 对于其中的底部加强区剪力墙抗剪、偏拉（压）采用中震弹性目标验 算. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 中震作用采用规范反应谱的参数，连梁刚度折减0.7，周期折减0.9，阻尼比0.05：采用中震不屈服 组合作用：1.0D（恒）0.5L（活）1.0E（中震）：墙肢验算时仅取单向墙肢轴应力，不考虑腹板墙的平均效应， 如图5所示. 典型塔楼（3#楼）双向墙肢轴拉应验算结果见图6，可以看到，中震组合作用下下仅有局部 少量剪力墙墙肢出现轴拉力，最大值为1.28N/mm，小于ftk，满足设计要求. 施工图设计时适当增设纵向 钢筋以消除轴拉应力的影响. 各塔楼轴拉应力最大值均小于ftk，各栋住宅塔楼不设型钢. 中翼作用下X向拉应力复核 （收表示出现拉应力的墙胶） 中震作用下Y向拉应力复核 （仅表示出现拉应力的墙技） 图5单向墙肢选取示意 图63#楼下部楼层墙股轴向拉应力汇总（1~7层） 小震组合作用下本工程剪力墙均为构造配筋. 中震弹性作用下底部加强区剪力墙大部分仍为构造 配筋，小部分为计算配筋，比小震设计下墙配筋有所增大，其中少量墙肢约束边缘构件配筋率超过1.4%， 最大值为2%：底部加强区以上楼层在中震不屈服下大部分墙肢仍为构造配筋. 施工图设计时按小震、中震作用计算包络配筋，以确定剪力墙满足拟定的设计目标. 3.6剪力墙截面限值条件大震作用验算 剪力墙剪应力验算按大震组合作用复核，控制大震组合作用下剪力不大于0.15fckbh0. 大震作用采 用规范反应谱的参数，周期折减1.0，阻尼比0.065，连梁刚度折减系数0.3：采用大震不屈服组合作用： 1.0D（恒）0.5L（活载）1.0E（大震）：不考虑腹板墙的平均效应： 计算表明，大震不屈服组合作用下各栋墙肢剪压比最大值分别为：0.11（3、4、5、6#楼）、0.123 （7#楼），均小于0.15，满足规范要求. 施工图阶段对于剪压比大于0.1的墙肢均予以适当加强. 4大底盘多塔效应计算分析 建立含裙房、5个住宅塔楼在内的大底盘模型和各栋住宅塔楼的单塔模型，对比分析其地震响应，按 多塔、单塔模型对结构进行双控. 采取全楼弹性楼盖假定. T3 T5 T6 商业口 前兴楼盖整体性 1917 图7大底盘平面示意 图8大底盘计算模型3D示意 4.1整体大底盘多塔模型模态 大底盘前十阶模态均为上部5栋住宅塔的平动振型，分别为上部1栋单塔或几栋单塔的平动，和各单 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 塔模型振型相近：第一周期对应的是3#塔楼的X向平动，周期为4.68s，第十一阶模态为扭转第一振型 3. 22s. 4.2整体大底盘多塔模型剪重比 表3大底盘模型剪重比 表4大底盘15层扭转位移比及层间位移角 结构总重（t） 701925 楼层 X A 地 方向 X Y 位移比 层间位移角位移比层间位移角 震 基底总剪力（kN） 113575 130139 1 1.17 1/9651 1.26 1/9999 作 基成剪重比 1.62% 1.85% 2 1.18 1/5804 1.26 1/5335 用 规范限值 1.29% 1.33% 3 1.18 1/5073 1.27 1/3941 安评谱限值 1.47% 1.51% 4 1.18 1/4822 1.31 1/3280 5 1.18 1/4637 1.26 1/2873 大底盘模型基底剪重比X向为1.62%，Y向为1.85%，均大于各单塔模型剪重比，满足规范、安评谱的 最小值要求. 4.3整体大底盘多塔模型扭转位移比 大底盘模型1~5层：X向地震下扭转位移比最大值为1.18（5层，对应的层间位移角为1/4637），Y向 地震下扭转位移比最大值为1.31（4层，对应的层间位移角为1/3280），小于1.4，说明大底盘具有较好的 抗扭刚度，满足规范要求. 4.4多塔模型楼层剪力及层间位移角对比 从图9、10可见，多塔大底盘结构与各单塔结构位移响应规律基本一致，位移角随各栋单塔在大底盘 裙房所在位置不同而有所不同，总体上来看，相比于单塔模型，3#楼结构的Y向位移角有所增大，X向减 小. 大底盘多塔结构在小震作用下的层间位移角均满足规范要求. 由图1112可见，多塔模型在底部楼层及上部楼层（50-59层）的楼层剪力比各单塔模型有所放大， 尤以Y向15层（裙房顶层）多塔模型较单塔模型放大较多，塔楼以上地震剪力最大增幅为23%：裙房区 域楼层（1~5层）最大增大幅度为60%. 曲线的拐点出现在裙房屋面层（第5层），说明由于裙房刚度的影 响，各栋塔楼X向有小部分剪力传递给裙房. 3-K向地展位移角 3-v地展位移角 KR-格显指力 ?A-精促脂力 显民非角（x10°) .5-1 58- 分力 (N) 0-1 8-1 R1/e9 RG1/81 图123#Y向楼层剪力对比 5短墙作为框架柱的框架一剪力墙模型计算分析 由于各栋住宅塔楼纵向短墙较多，为了进一步提高短墙的抗震承载力及整体结构抗震延性，补充纵向 短墙作为框架柱输入的的的框架一剪力墙模型的计算分析，计算模型中，框架柱与剪力墙之间通过刚臂连 接，如图13所示.
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孟磊-地震作用CQC与内力CQC在指标统计中的应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 地震 作用CQC与内力 CQC在指标统计中的应用 孟磊 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司PKPM设计软件事业部北京10013） 摘要：本文介绍了地震荷载的振型分解反应谱算法，以及地震作用CQC和内力CQC在倾覆力矩计算中的应用.
并且讨 论了倾覆力矩的建筑抗震设计规范算法与轴力方式的区别，及抗规方式和轴力方式在对称布置的框架-核心简结构，偏置框架-核 心筒结构和部分框支剪力墙结构中的应用.
关键字：振型分解反应谱：CQC组合：规定水平力：顿覆力矩 1.前言 对结构进行地震作用分析，并依照分析结果进行设计，是结构抗震设计的重要内容.
现有的地震分析方法 分为时程分析法和反应谱法.
《建筑抗震设计规范》GB50011-2010规定使用反应谱法进行地震作用计算，特 别不规则的建筑、甲类建筑和表5.1.2-1所列高度范围的高层建筑，应采用时程分析法进行多遇地震下的补充 计算".
与此同时，本文结合SATWE进行了规定水平力的计算以及对其给出的倾覆力矩的抗规方式和轴力方 式进行了计算原理阐述，并结合SATWE对其结果进行对比.
2.地震荷载计算方法 振型分解反应谱法是基于坐标变换，将耦联的微分方程分解为n个相互独立的微分方程，从而将多自由度 体系的动力计算转变为单自由度体系的方法.
CQC方法振型组合适用于经典阻尼线性系统，其基本假定为：1) 地震地面加速度是白噪声平稳随机过程，2)不考虑由于零初始条件造成的非稳态反应，3）结构的最大反应与标 准差之间具有固定的比例关系，文献[2]中详细讲解了振型相关系数P在《抗规》中的简化算法的推导，以 及其对振型组合的影响.
以下公式为《抗规》考虑扭转耦联的计算公式： Fxi α; xi G (1) Fy = 中y VG (2) (3) 其中，Fxj、Fy、Fg-分别为i振型j层的x方向、y方向和转交防线的地震作用标准值： 中xy、yy一分别为i振型j层质心在x、y方向的水平相对位移： y一i振型j层的相对扭转角： r²一j层转动半径，可取j层绕质心的转动惯量初一该层质量的商的二次方根： Yu一计入扭转的i振型的参与系数，其计算方法如下 单向水平地震作用下的扭转耦联效应计算公式， (4) 其中，Sk一地震作用标准值的扭转效应： S、S一分别为i、k振型地震作用标准值的效应，可取前9-15个振型： 、-i、k振型的阻尼比： 孟磊，男，1982.04出生，理学硕土，工程师
由于CQC本身是非线性计算，因此WZQ.OUT中输出的楼层剪力和地震反应力除顶层以外并不相 等.
例如：下图1所示将第31层和第30层的Fx相加并不等于第30层的Vx，即F31xF30x=724.89 471.52 = 1196.41 KN = V30x 1193.74 KN.
statie Fx：底部剪力法x向的姓其力 Floer Toer （往意：下图分塔输出的韩重比不适合于上连多港结构) 72h.09 71.52 1193.74( 7.68%) 72%.89( 7.685) （7.68) (7.0%) 38bk.5h 2387.22 3459 81( 5.586) ( 5.58) 25382.11 8532.09 1518 96 1336.77 5989.78( 4.16) 485A.26(t.82%) （t.82%) [ h.38) 733*9.18 图1WZQ.OUT输出结果 3.2内力CQC计算： Vx; ==1/x= P (VexVax) (6) WV02Q.OUT中输出内力CQC倾覆力矩的是基于构件内力CQC，上面的公式即为内力CQC计算方法， 也就是先对单个构件在各个振型下的内力进行CQC运算，然后再对本层构件进行累加.
由于CQC的计 算结果本身没有符号，因此SATWE中采用的是各振型中绝对值最大的值的符号作为最后内力分量的符号，但 这种符号取值不能保证是在同一振型下的，只能是单一构件一个分量的最大效应符号，有时不能反映实际情况， 如柱的剪力与墙的剪力方向不一致的情况.
这种方式的取值在某些情况下缺乏物理意义.
因此，新版高规使 用规定水平力的方式来计算倾覆力矩.
4.倾覆力矩的计算方法 2
因此首先来介绍规定水平力的计算方法.
规定水平力规范方法是依赖于楼层概念的，并且与多塔划分方式相关.
其确定方法为：《高层建筑混凝土 结构技术规程》JGJ3-2010条文说明3.4.5中指出“规定水平地震力"一般可采用振型组合后的楼层地震剪力换 算的水平作用力，并考虑偶然偏心.
水平作用力的换算原则：每一楼面处的水平作用力取该楼面上、下两个楼 进行分配计算.
结构楼层位移和层间位移控制值验算时，仍采用CQC的效应组合".
抗规中规定该水平力一 般采用振型组合后的楼层地震剪力换算的水平作用力，并考虑偶然偏心.
其中规定水平力为乘以剪重比调整 系数之后得到的数值.
算例如表1： 表1SATWE输出结果 层号 方向 各层各塔规定水平力（KN） 地震作用下楼层剪力（KN） 剪重比调整系数 46 X 1464.9 1.095 45 X 1053.5 2299.81 1.095 44 X 1085.7 3291.28 1.095 43 X 3088.9 6112.13 1.095 42 x 3014.5 8865.02 1.095 41 X 2539.8 1184.39 1.095 40 X 1764.0 2795.34 1.095 第46层X向规定水平力为 [0-1337.74*1.095]1464.8 KN 第45层X向规定水平力为 1 (1337.74-2299.66)*1.095|1053.3 KN 4.2框架柱地震倾覆力矩的计算： 4.2.1规定水平力抗规方式 链杆 总期力墙 总柜架 图2框剪和框简结构计算简图 一般情况下将结构中剪力墙墙元合并为总剪力墙，作为整体抗弯构件：的框架单元简化为总框架， 作为整体结构的抗剪切构件：用链杆来考虑楼板的作用.
从力学原理来说，由于链杆为铰接因此仅能传递轴向 3
因此，在计算的时候可以简化为抗规6.1.3条文说明中 规定的框架部分地震倾覆力矩的计算公式： ==W (10) M--规定水平力下的地震倾覆力矩 N--结构层数 m--为框架第i层的柱根数 V-第i层第j根框架柱计算地震剪力 h-第i层层高 但是这种简化算法对于一些情况，其表达式不能满足实际状态下的倾覆力矩计算.
比如对不能忽略梁和弹 性楼板的剪力，以及由剪力产生的弯矩的结构，即不能简化为剪力墙和框架使用较接链杆相连的结构.
4.2.2规定水平力轴力方式： 轴力方式也就是按照力学方法计算倾覆力矩，这里首先求解竖向力合力点的位置，然后用本层底部轴力对 合力点取矩.
SATWE中第j层取矩合力点位置确定 Xo=EN (11) 其中，X为第j层X方向的合力点，N第j层X方向规定水平力下各个构件的轴力，x为柱或墙的中心 点的坐标.
1.对于单层对称结构 FS F Fy 43 Vc N 图3单层对称结构计算简图 图4多层对称结构计算简图 M = 2M N(2a b) = 2(VH M) N(2a b) (xZ qDZ）N WZ =（xZ q DZ)N H²z =（q z)N (xN -H²)z = 由于结构是对称的，因此合力点在整个结构的中间位置.
相对于柱的刚度，剪力墙的刚度较大，因此造成 了结构抗侧刚度不一致，梁上弯矩的反弯点靠近抗侧刚度较小的一侧.
从上式可以看出，相对于抗规的倾覆力 矩计算公式，上面公式多了一项N（2ab-2x）/2.
2.对多层结构的倾覆力矩如图4所示均 由单层结构推广到多层结构其计算公式为：
嵌固端为结构底部，无地下室.
计算结果见 表2： 表2WV02Q.OUT倾覆力矩（KN*m） 规定水平力框架柱及短股墙地震倾覆力矩（抗规） 表3框架承担的倾覆力矩两种算法的差别 层号 方向 框架柱 墙斜撑 （KN*m） 2 X 122999.0 模型 框架承担的倾覆力矩 差别 115677.9 357007.9 抗规方式 力学方式 1 x 125375.1 384425.3 模型x向 (24.59%) 125375.1 (53.04%) 270407.9 53.6% 117553.2 386550.3 模型Y向 117553.2 241742.1 规定水平力框架柱及短股墙地震倾覆力矩（轴力) (23.32%) (47.96%) 51.4% 层号 方向 合力点 框架柱 墙斜撑 2 x 13.50 266424.0 211628.2 13.50 238772.1 233909.9 1 x 13.50 270407.9 239387.1 Y 13.50 241742.1 262357.2
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孙绍东、赵琳等-青岛中联自由港湾项目加固改造设计(图有问题).pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 青岛中联 自由港湾项目加固改造设计 孙绍东 ，赵琳 ，李静，邹连杰，陈慧荣，胡海涛 （青岛聘远设计事务限公司，青岛266100） 提要：青岛中联自由港湾项目为大底盘双塔楼框架-核心筒结构烂尾楼，现由于建筑功能改变及立面调整需要，进行外 扩、加层、按柱、开洞、补洞等一系列改动，设计中合理采用了各种加固、改造方法，较好实现了建筑功能，可为类 似工程的设计提供参考.
关键词：大底盘双塔楼框架-核心筒加固改造 1工程概况 青岛中联自由港湾（原加洲国际客运中心）项目位于青岛市市北区新疆路，近邻大港码头，原总建筑 面积11.2万m²，其中地下1.7万m²，地上9.5万m²，建筑高度131.8m，结构型式为现浇钢筋混凝土框架 核心筒双塔结构.
双塔高层部分地上38层，裙房部分包括地下两层、地上四层.
双塔楼之间分别在19 层和32层通过钢桁架廊桥相连.
原设计建筑功能：地下二层为车库、厨房及部分设备用房，地下一层为 商场及变配电室，局部区域为六级人防.
地上1-4层为商场、酒店、餐厅及国际联检用房，5层、19层为 避难层兼设备层，35层为观光厅，36层为储藏间，37及以上层为设备层：1号塔楼6~18层为办公用房， 20~34层为公寓：2号塔楼6~18层、20-34层为宾馆客房.
主体结构于1996年完成，1999年完成外围护墙、水平带窗及局部幕墙，其后一直闲置，是迄今为止 青岛市最大的烂尾楼.
2011年业主委托我公司对该工程进行加固改造，主要内容有：双塔楼加层至41层，加层后建筑高度 136.8m：拆除双塔间连廊：原设计标准层建筑功能调整为SOHO办公.
标准层角部扩大：地下室局部扩大， 修改原车道位置，地下一层调整为车库及设备用房，原设计纯地下室部分增设地上裙房，相应地下室框架 柱截面加大：原裙房功能调整为一层商业、SOHO办公及SOHO办公大堂、SOHO办公配套用房，二至四 层商业，楼梯、扶梯、电梯等均有调整，部分洞口封堵，新开部分洞口，原联检楼部分的游泳池取消，改 为商业用房：两塔楼间裙房一层局部抽柱，二层局部拆除梁板，形成中庭上空：避难层荷载增大，梁板加 固.
改造后总建筑面积约14.2万㎡²，其中地下建筑面积约1.8万㎡²，地上建筑面积约12.4万m².
图1改造后效果图 图2改造前实景照片 图3改造后实景照片 作者簧介：孙绍东（1970-)，男，硬士，高级工程师，一级注册端构工程师
简支板带 9 图4裙房结构平面图 图5塔1标准层结构平面图 图6塔2标准层结构平面图 2原设计基本情况及检测鉴定报告基本结论 2.1原设计基本情况 原设计、施工所依据的均为89规范或规程.
原设计钢结构为3号钢，10m高度处基本风压为 0.605KN/m²，抗震设防烈度为7度，抗震等级：高层为二级，裙房为三级.
原设计基础型式：联检楼为钻孔灌注桩，持力层中风化花岗岩，桩端承载力标准值为4000Kpa：主楼 及其裙房为筏板基础，持力层为中风化花岗岩，承载力标准值为2500~4000KPa.
混凝土强度等级：墙柱为C30~C50，梁板为C30~C40：钢筋为I级、II级.
2.2检测及鉴定结论 青岛理工大学建筑设计研究院提供的检测鉴定报告结论如下： 该建筑地基基础已稳定：结构平面布置基本与设计图纸相符：结构构件截面尺寸基本与设计图纸相符： 结构构件混凝土强度等级满足设计图纸要求：该建筑外观质量基本正常，但存在以下问题：部分构件的混 凝土保护层没有达到设计要求：部分楼板出现不同程度裂缝：部分混凝土构件中钢筋锈蚀.
该大楼具有安全的承载能力，根据《民用建筑可靠性鉴定标准》（GB50292-1999）的相关条文，综合 考虑地基基础、上部承载结构及围护系统三部分，依据地基基础沉降差，结构构件的承载力、构造、裂缝 及变形，围护墙、窗、局部幕墙所属等级，得出最终结论为：该大楼整体结构是安全的，其整体安全性等 级为B级.
3加固改造设计标准 3.1后续使用年限 本工程于1996年建成，距加固改造时已15年，原设计使用年限尚余35年，参照《建筑抗震鉴定标 准》GB50023-2009，本工程为89版设计规范正式执行后、2001版设计规范正式执行前设计建造的房屋， 且其抗震承载能力尚有一定富余，其后续使用年限可取40年，属于该标准中的B类建筑.
根据《建筑抗 震鉴定标准》GB50023-2009，楼层综合抗震承载能力指数β=9P，其中为体系影响系数，9为局部
根据程序计算结果，各楼层现有受剪承载力均大于楼层的弹性 地震剪力，且富余较多，各楼层综合抗震承载能力指数均大于1，满足B类建筑的鉴定标准，故整体后续 使用年限可取为40年.
主体结构到40年使用年限后，应进行可靠性鉴定，若认为该结构工作正常，可继 续延长其使用年限.
对使用胶粘方法或掺有聚合物加固的构件，尚应定期检查其工作状态，第一次检查时 间不应迟于10年.
根据《混凝土结构加固设计规范》GB50367-2006，本工程混凝土结构加固后的构件使用年限为30年.
未经技术鉴定或设计许可，不得改变加固后结构的用途和使用环境.
3.2设计规范 本建筑结构安全等级为二级，可按89规范进行改造设计.
为提高本工程的安全度，本工程加固改造 设计的计算按2001版规范进行，荷载取值均按2001版规范，如风荷载、恒载、活载、地震作用（地震分 组按现行规范取为6度第三组）.
原有部分计算及构造尽量满足2001版规范，确实满足不了者，则按89 规范复核.
新增部分的计算、构造均按2001版规范执行.
3.3设计荷载 3.3.1楼面、屋面活荷载 原设计公寓、办公、宾馆等活荷载为1.5KN/m²，现均按2.0KN/m²复核.
3.3.2风荷载 本工程计算风荷载作用下位移时按青岛地区50年一遇基本风压0.60KN/m²，计算风荷载作用下结构承 载力时按100年一遇基本风压0.7KN/m².
本工程位于海边，地面粗糙度按A类，风载体形系数取1.4.
3.3.3 地震作用 （1）抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度为0.05g，水平地震影响系数最大值为0.04，地震分组为 第三组，场地特征周期0.45s，建筑场地类别为Ⅱ类.
（2）计算地震作用时，采用《建筑抗震设计规范》GB50011-2001的建筑结构地震影响系数曲线，结构阻 尼比取0.05.
（3）抗震计算采用考虑耦联的振型分解反应谱法，按CQC组合.
4结构布置 4.1基础 原设计基础塔楼内筏板厚2m，塔楼外筏板厚0.8m，基础持力层为中风化花岗岩，不需加固.
新增框 架柱基础根据具体情况采用独立柱基或人工挖孔桩.
经复核，整体抗浮满足要求.
4.2结构型式 本工程塔楼结构型式为框架-核心筒结构，主体结构高度小于150m，为A级高度高层建筑，新增裙房 为框架结构.
（1）地下室 采用普通梁板结构，负一层板厚150，双层双向Φ12@200~Φ12@150，一层板厚：原设计上有裙房部 分180，原设计纯地下室部分300，配筋均为双层双向Φ14@150，且负一层与一层剪切刚度比大于2，满 足一层板作为整个结构嵌固端的条件.
（2）裙房 两个塔楼在裙房连为一体，原设计裙房顶部连接板厚180，配筋为Φ12@150双层双向，能够保证上 部塔楼水平力的传递.
原设计联检楼与两个塔楼所在裙房主体在四层顶分开，仅通过简支板搁置在两侧牛 腿上，减小了塔楼与裙房X向上下质心的偏心距.
四层及以下连在一起，结构布置较合理.
本次新增的裙
原设计裙房采用普通梁板结构，二层、三层板厚130，配筋Φ10@150~Φ12@200，新增裙房顶部采用 预应力混凝土梁，现浇楼板.
(3）塔楼标准层 塔楼标准层宽度30.3m，高宽比约为4.51<7：核心简宽度12.4m，高宽比11.03<12，均满足要求. 标 准层典型楼板厚度120. 4.3抗震等级 根据《建筑抗震设防分类标准》，本工程裙房商业面积超过17000m²，将裙房及相邻的第五、六层定 义为乙类建筑，按七度设防要求确定抗震等级. 七层及以上为丙类建筑，按六度设防要求确定抗震等级. 按2001版规范确定的抗震等级见表1，可见抗震等级基本与原设计吻合. 4.4结构材料 表1结构抗震等级 （1）混凝土强度等级 加固改造构件原则上计算时采用与原设计相同的 部位 2层 -1~6层 7层及以上 混凝土强度等级，施工时要求提高一个等级. 新增裙房 塔楼内框架 三级 二级 三级 梁、板、柱混凝土均为C40. 核心筒 三级 二级 二级 （2）钢筋 塔棱外柜架 四级 三级 原设计受力纵筋为二级钢，本次设计新增构件板 筋、纵筋、箍筋均采用HRB400，加固改造构件新增纵筋采用HRB400，箍筋如与原箍筋焊接者采用HPB235， 否则尽量采用HRB400. （3）型钢、钢管、钢板：Q235B. （4）填充墙：M5混合砂浆砌加气混凝土砌块. 5 反应谱法（含风荷载工况）主要计算结果 本工程为双塔楼结构，按整体模型和单塔模型分别计算，并按不利结果进行结构设计. （1）结构动力特性 表2SATWE双塔模型结构动力特性 表3SATWE塔1结构动力特性 周期 周期 X白 Y向平 扭转 周期 周期 x向平动 Y向平动 扭转 扭转 序号 平动 动系数 系数 振动特性 (s) 序号 (s) 系数 系数 系数 周期比 系数 T1 2.8836 009 0.91 0 T1 3.5213 0 1 0 塔2Y向平动 T2 28504 0.91 0.09 0 0.654 T2 3.1862 1 0 0 双塔x同向平动 T3 1.8663 0 0 T3 2.8740 0.03 0.97 0 塔1Y向平动 T4 2.7201 0.97 0.03 0 双塔x反向平动 表4SATWE塔2结构动力特性 T5 1.8646 0 0.01 0.99 塔1扭转 周期 周期 x向平动 Y向平动 扭转 扭转 T6 1.7796 0 0 塔2扭转 序号 (s) 系数 系数 系数 周期比 单塔及双塔得到的结果接近（表2~4），第一阶模 T1 3 5187 0 1 0 态塔1、2均为Y向平动，扭转模态为第三阶，扭转周 T2 3.0925 1 0 0 0.507 期与第一阶平动周期之比均小于0.85，结构抗扭性能 T3 1.7840 0 0 较好，有效质量系数大于90%，满足要求. PMSAP计算结果与SATWE基本吻合，此处从略. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 （2）结构位移响应 地震作用下塔1最大层间位移角为1/2941，塔2最大层间位移角为1/2396：风荷载作用下塔1最大层 间位移角为1/2030，塔2最大层间位移角为1/1360：最大位移比为1.23，层间位移角、位移比均满足规范 要求. （3）除裙房顶部刚度突变外，各楼层刚度均匀. （4）基底剪重比、各层受剪承载力比值、轴压比、倾覆力矩比例、刚重比等指标均满足规范要求. 6结构抗震性能综合评价 本工程属高度大底盘双塔楼框架-核心筒A级高层建筑，原设计结构布置较合理，本次加层及改造后 按2001版规范计算，主要计算结果满足规范要求，结构具有良好的抗震性能. 单塔、双塔、SATWE与PMSAP的整体计算结果基本规律一致. 结构除在底盘顶部刚度突变，造成地震剪力及层间位移角突变外，其余位置结构沿竖向刚度基本均匀 变化，无明显突变. 两塔楼间连接板能效协调两塔楼变形. 结构的基础持力层为花岗岩中风化带，承载力较高，加层后基础基本不需加固. 本工程属于《建筑抗震鉴定标准》GB50023-2009中的B类建筑，整体后续使用年限可取为40年，加 固后的构件使用年限为30年. 7加固改造方法 7.1加固改造方法综述 本着根据实际情况，尽量减小应力、应变滞后，尽量发掘原设计中潜力的原则，综合采用了增大截面、 增设桁架、包钢、植筋、粘贴碳纤维等多种方法. 由于项目位于海边，原裙房部分主体施工完毕后一直未封闭，受大气腐蚀较严重，对局部钢筋锈蚀的 柱、剪力墙、梁、楼板上面或底面进行了钢筋除锈、补强，并进行必要的加固，保证其耐久性. 对出现裂 缝的梁、板，在裂缝处涂刷钢筋防锈剂，用结构胶灌缝，并进行必要的结构处理. 对空洞附近已锈蚀的钢 筋先除锈，再涂刷钢筋阻锈剂，灌填混凝土. 及时修补混凝土麻面、孔洞等缺陷. 7.2大堂拔柱结构设计 建筑功能要求在一层大堂拔掉一根柱子，局部楼板开洞，拔柱后上部尚有三层高柱不能落地，拔柱前 后结构局部平面见图7、8. 为此，在二层设两道钢斜撑形成平面桁架结构，原一层顶两跨梁拔柱后合为一 跨，原设计支座处上部受拉变为下部受拉，在柱两侧各外Im范围内梁包钢，被截断的柱、梁纵筋塞焊于 钢板，其余部位设锚栓固定钢板，协调钢板与混凝土梁变形. 拔柱框架立面图及相关详图见图9-15，图中 未注明钢板厚均为10mm，后灌环氧. 柱切断前钢斜撑施工完毕，周边一层顶梁板采取可靠支顶. 采用ETABS 软件进行计算，拔柱处节点长期竖向挠度约28mm，约为拔柱后梁跨度的1/536，满足规范要求，现场施工 非常顺利，拔柱后现场观测竖向变形仅为8mm. ETABS计算的竖向变形及弯矩见图16、17，拔柱后现场 照片见图18.
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