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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2解决方法 对上述问题的解决，首先要建立这样的目标：合适的阻尼矩阵一是使方程（1）能解耦，二是使得结 构各振型的阻尼比为指定值.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 力荷载（竖向力V）为一确定值.

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：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 1 (15) 式（1-5）中c为一个与悬臂柱质量、弹性模量等相关的常数.

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.

.

（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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 区域区域即构件中和轴的左侧的混凝土将不会开裂.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 换成框架柱，若出现两柱框架则对应墙肢为双肢剪力墙.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 拟建场地地面高程1515.48-1516.26m之间，地貌单元 位属于兰州市黄河北岸Ⅱ级阶地，场地类别Ⅱ类.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 体完工后再封闭后浇带，计算分析中考虑后浇带封闭时间对结构受力的影响.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 框架.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 从表2中可以看出，两个程序计算的主要指标基本吻合，并且均满足规范要求.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 好的结构布置灵活性和更高效能的高层建筑结构，该类结构以主次两级结构布局的特征，打破了以单独楼 层为基本结构单元的传统结构格局，具有传统结构无法达到的很多优点.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 构体系，主结构以其巨大的刚度和承载能力成为主要的抗侧力和承重体系，次结构自成体系仅起到辅助作 用及大震下的耗能作用，并将其竖向荷载传给主结构，即其传力不再是传统简单的梁一柱一基础一地基途 径，而是由次结构将所受竖向力传到主框架梁，然后通过主框架柱将所受竖向力传到地基，故巨型框架梁 间的次结构不需要上下对应，且次结构受力及其结构构件截面与结构占用面积均较小，可整层无柱，结构 对使用功能空间的影响与约束较小，功能要求改变时仅需改变次结构：可以方便地满足在建筑立面的上中 下部开设面积很大的穿通洞口或在建筑中间设置内庭的要求，以丰富建筑立面与体型效果，改善建筑的通 风、采光、日照与视野，洞口有效地减小了受荷面积，并将正压直接引入建筑尾流区，减小了整体的负压 力值，降低了建筑的总风荷载，改善周边建筑的风环境与建筑群体通风，改善室内舒适度，减少空调运行 时间与碳排放：还可灵活地在各个楼层布置大空间，尤其是可方便地在底部设置人流密集的大型无柱活 动空间，以解决传统因结构限制只能在顶部设置无柱大空间所带来的疏散不便和使用干扰问题：可方便的 将公共性空间放在地面层或空中步道层，以利于拓展城市公共空间及其与城市公共空间的联系，改善单体 间的联系，解决单体建筑的“孤岛”问题，使建筑群间联系更密切、整体性更好、环境层次更丰富、交往 通行更便利，工作生活环境质量得到显著提升.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 其中，各类结构单元又可继续进行细分，根据国内外工程应用与研究成果，图1给出了巨型结构组成分解 简图.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构的力学分析、计算、设计较为复杂，缺乏科学有效的计算分析模型和方法手段，工程中采用的简化模 型依赖于巨型梁柱等效恢复力特性的确定，计算精度较低，对于由支撑桁架巨型柱，因受计算机容量和运 算速度限制，考虑各支撑杆件屈曲的数值分析往往存在困难，用杆系模型对巨型框架进行结构弹性内力分 析及罕遇地震下的弹塑性动力反应分析，往往会遇到计算方法和程序上的问题，用空间实体模型对巨型混 凝土柱框架进行分析的计算量很大，会耗费大量计算机时，很难应用于工程实际：同时，节点构造复杂类 型多，制造与拖工难度大，也限制了该类结构推广应用.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0 00 17000 9000 06 45000 90 9000 00006 图1结构平面布置 采用SATWE和ETABS进行结构弹性地震反应分析，结果如表3所示.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表4天然地震波（续表） 编号 地震事件名称 年份 站台名称 所选分量 PGA (g) GM11 Loma Prieta 1989 Agners State Hospita1 AGI000 0. 0076 GM12 Kocaeli Turkey 1999 Maslak 000YSN 0. 0872 GM13 Chi Chi Taiwan 03 1999 CHY024 CHY024N 0. 0745 GM14 San Fernando 1971 Maricopa Array #2 MA2220 0. 3002 0.16 M 0.14 0.12 0.08 ML] 90°0 0.04 0.02 2 A[c] 图220条地震波反应谱与设计反应谱（4=0.05） 3.2弹塑性分析模型建立 选用三维非线性分析程序PERFORM3D对设计的典型框架-核心筒结构进行弹塑性时程分析.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 反应谱计算结果的4~5倍：大震弹性模型的X方向层间剪力平均值最大值为60858.97kN，Y方向为 61398.26kN，且均沿着楼层高度的增大而逐渐减小.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 GMI GM2 35 GM2 GMG 35 tWO GM3 GM3 GM2 GM4 GM4 GM3 GMS GM5 GM4 30 30 30 GM6 GMS GM6 GM7 GM6 GM8 GM7 GM8 GM7 25 GM9 25 GM9 GM8 GMG0 GM9 GM10 GM11 GM10 20 GM12 20 GM12 SM11 GM12 GM11 GM13 GM13 20 GM14 DN9 GM13 GM15 GMI5 GM14 15 15 15 GM15 GM16 GM17 GM16 GM17 SM16 GM18 GMI8 GM17 GM19 GM19 GM18 10 GM20 10 GM20 10 GM20 SM19 1000 2000 1000 2000 0 弹别性与弹性层间节点位移比 0.5 1.5 弹型性节点位移(mm) 弹性节点使移(mm) 图6X方向大震弹性与弹塑性节点位移 为了更细致地对比弹塑性模型与弹性模型在强震作用下的变形特点，现提取GM4X工况下结构顶点位 移时程曲线，如图7所示.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2项目基础选型原则 2.1地形地貌及场地地层分布 拟建场地位于南昌市高新技术开发区，东至创新一路，南至紫阳大道.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 特征值约300kpa：抗压工况筏板基础完全可以.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 和裙房之间的沉降差.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.设计基本参数和条件 结构设计使用年限：50年，建筑结构安全等级：二级，地基基础设计等级：甲级，抗震设防分类： 丙类，抗震设防烈度：7度，结构重要性系数：1.0，设计基本地震加速度值：0.1g，设计地震分组：第二 组：场地特征周期：依据地勘报告及安评报告本工程覆盖层厚度16.8m，土层等效剪切波速136.7m/s：按 《抗规》4.1.6条内插Tg=0.49s：结构阻尼比：0.05：场地50年超越概率63%地表水平向设计峰值加速度 45m/s²，βm取2.25时，水平地震影响系数最大值umax=0.10l：小震作用下，本工程设计地震动参数按"安 评报告"取值，其中βm、Tg按规范取值，弹性时程分析采用一组人工波和四组天然波，中震、大震计算的 设计地震动参数按照规范GB50011-2010采用，见表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-
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 塔楼外框架平面轴线尺寸为38.8米X38.8米，长宽比为1.0.混凝土核心筒外墙中心尺寸为16.75米X16.80 米，长宽比为1.0：二层楼面局部楼板开大洞，穿层柱进行性能化设计，二层楼面板厚加厚为150mm，采 用双层双向配筋并提高配筋率，洞口周边墙设暗梁，承载力验算时，该层按弹性楼板计算，具体布置见图 3，图4.

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 -
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 6.结构计算及分析论证 6.1嵌固分析 地下室顶（±0.000m）为上部结构的嵌固端，按规范要求进行嵌固端部位的结构设计，设备夹层与首 层侧向刚度比大于2. 6.2多遇地震下的弹性分析 本工程分别采用SATWE和MIDAS两种分析软件进行整体内力计算，采用SATWE程序的弹性时程 分析进行多遇地震下的补充计算，抗震计算考虑扭转耦联效应，对楼板开大洞的楼层采用弹性楼板计算： SATWE和MIDAS累计有效质量参与系数两个方向均达90%以上，两个程序得到的周期比较接近，第一振 型以x向平动为主，第二振型以y向平动为主，第三振型为扭转振型，第一扭转周期与以平动为主第一周 期之比分别为0.56，0.54，均满足规范0.85的限值要求.

（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 -
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 6.3多遇地震弹性时程分析补充计算 地震波采用一组人工波和四组天然波，弹性时程分析（EDA）与振型分解反应谱法（CQC）计算结果见下 表： 表5 地震波 Vx(kN) EDA/CQC Vy(kN) EDA/CQC User2-02 15870 80.4% 19703 92.6% User2-03 19468 98.7% 16514 77.6% USER63-4 18671 %96 19184 90.2% TH3TG055 16138 %818 17257 81.4% TH4TG055 15605 79.1% 15669 73.7% 平均 17151 86.9% 17666 83.1% CQC 19727 21268 五条波的弹性时程计算结果的楼层剪力包络值在上部楼层大于振型分解反应谱的计算结果，采用反应 谱法进行多遇地震的弹性计算，按包络值时43层以上楼层地震剪力进行放大，放大系数为1.10.

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-

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
图3典型剖面图 2结构体系与结构布置 2.1塔楼与车库结构体系 根据建筑功能特点和超高层结构几种方案综合比较，塔楼1#、2#、3#、5#、6#、7#楼采用剪力墙结 构，剪力墙优先布置在楼电梯间、分户墙和建筑外墙，尽量避免布置短肢剪力墙而形成短肢剪力墙结构.

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
图54#楼结构平面图 图68#楼结构平面图 受轴压比限制，住宅楼及公寓楼底部剪力墙、框架柱的混凝土强度等级达到C60，从下向上逐步减小 至C30，梁、板混凝土强度等级为C30.

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
等级，下同）为三级：4#楼框架核心筒结构，框架抗震等级为三级，核心筒抗震等级为二级：8#楼框架剪 力墙结构，框架抗震等级为三级，剪力墙抗震等级为三级.

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
表2分塔结构计算结果 计算结果 1#楼 8#楼 错楼 规范要求 第一扭转周期/ 第一平动周期 3. 00/4. 41=0. 68 3. 08/4. 12=0. 75 3. 57/5. 7=0. 63 ≤0.9 地震时最大层间位移角 1/1430 1/1818 1/1054 1/832 1/1589 1/1087 ≤1/1000(1#) D./h D./h ≤1/800（4#、8#) 风荷载作用下最大层间 1/1814 1/1411 1/2020 1/1224 1/2419 1/1144 ≤1/1000（1#) 位移角D/h，D/h ≤1/800（4#、8#) 最大层间位移与平均层 间位移比D/D.D./D. 1. 09 1.23 1. 68 1.34 1. 22 1. 14 ≤1.4 5几个设计关键点 5.1塔楼偏置问题 由于整个小区规划属于围合式布局，住宅和公寓围绕中心绿地布置，加之通过抗震缝的合理划分， 通过计算，项目北区塔楼综合质心与大底盘质心之间的距离为大底盘相应边长的7%，见图11，南区塔楼 综合质心与大底盘质心之间的距离为大底盘相应边长10%，见图12，均小于规范20%的限制，故不属于塔楼 偏置结构.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2大跨度钢连桥振动特性分析 2.1结构计算模型 根据结构实际情况，考虑实际的约束条件，采用SAP2000进行建模，结构质量考虑实际荷载情况（取 1.0结构自重1.0楼面非结构恒载0.5活载），钢桁架杆件采用Frame单元模拟，楼板采用壳单元（shel1） 模拟.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 建议取为75kg，步频按结构竖向振动一阶周期调至2.3Hz.

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）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 节点17加速度 TMD减报 原模型 时网(x) 图7TMD减振和原结构加速度时程对比（节点17） TMD减振与原结构加速度峰值对比 1. 4 1.2 →原结构→TMD减报 0.8 0.6 峰 速 0.2 0 1.7 1. 9 2.1 2.3 2.5 2.7 2.9 频率（Hz) 图8各频率区段TMD减振与原结构加速度峰值对比 为了说明TMD系统在各频率区间减振效果，本文列出频率为1.7～3.0Hz人行荷载激励下，TMD减振模 型和原结构加速度峰值对比，如图8所示，从图中可以看出，在1.7~3.0Hz频率区段，附加TMD结构加 速度峰值均减小，特别在2.1~2.6Hz区域减振效果最显著.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 厚450~400~350~300mm，其他墙体厚350~300~250~200mm，墙体混凝土从C60~40，为避免刚度突变，墙 体收进和混凝土变化错开两层以上..

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 Pa-i和k振型的耦联系数 Ar-i与k振型的自振周期比，T/Tk 3.地震作用CQC和内力CQC 3.1地震作用CQC计算 力计算方法为 Vx=√=Px（Vx=Vx) (5) Vy)===1P(=Vy∑=V) (6) Fx) Z=P (FexFax) (7) Fyi=P (∑F Fiy) (8) 其中， Vax，Vix，Vity，Viy一第j层第I个抗侧力构件在第k和第i振型下x、y方向的地震剪力 Fukx，Fax，Fay，Fay-第j层第1个竖向构件在第k和第i振型下x、y方向的地震力 首先在这里的Fx与Vx都是外力CQC的结果，Fx为各振型按照每层的地震力进行CQC分层计算得到的 结果：而Vx为各振型的分层地震力先进行单振型内部的楼层叠加，然后再按照CQC组合方式进行各振型之 间的计算.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.1规定水平力 由于新版高规使用规定水平力的方式来计算倾覆力矩.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 力，并不能承担剪力，也不能传递由剪力产生的弯矩.

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：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 M=∑=[N; (x xxo） Mx] (12) M--第k层的框架的倾覆力矩 N-第k层第j根柱的轴力 Nc--第k层框架柱根数 5.例题分析抗规方式与轴力方式的区别 5.1对称布置的框架-核心筒结构 图5对称布置框架-核心简 图6平面布置图 图5和图6所示31层框架-核心筒结构，混凝土构件强度为C50，1-5层柱截面为900mm*900mm，6-7层 为850mm*850mm，以此类推减小至500mm*500mm：梁截面，主梁截面为350mm*900mm，次梁截面为 300mm*700mm，剪力墙厚度从底层350mm减小至顶层200mm.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 项目加固改造自2011年开始，目前已竣工，改造后效果图见图1，改造前后实景照片见图2、3，裙 房结构平面图见图4，塔1、塔2标准层结构平面图分别见图5、6.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 影响系数，5，=V /v为楼层屈服强度系数.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 房与原设计裙房通过伸缩缝兼防震缝分开，从而使得塔楼与裙房Y向上下质心偏心距不超过《超限高层建 筑工程抗震设防管理规定》的限值，避免了结构超限.

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.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 沈阳宝能金融中心地下室及裙房整体温差效应分析 孙璨，傅学怡，吴兵，孟美莉，冯叶文，刘畅 （深圳大学建筑设计研究院，深圳，518060) 摘要：结合宝能金融中心地下室及裙房结构体系复杂、体型超长等问题，通过优化设置后浇带、合理模拟基础有限的束刚 度、合理考虑混凝土结构的长期徐变收缩性质以及施工进度的合理规划和各阶段结构温差荷载的合理取值等，进行了考虑时 间效应及工程施工全过程的温差效应仿真分析.

分析表明，通过合理科学的模拟方法能有效揭示该结构长期整体温差效应影 响，得到结构受力较不利或变形较大的构件或局部位置，并提出相应的设计优化建议，进而有助于施工进度安排及施工控制 措施完善.

关键词：混凝土结构：温差效应：徐变：收缩：施工模拟：有限刚度 1引言 沈阳宝能环球金融中心T1、T2塔楼及五栋住宅塔楼的地下室（6层）整体贯通，地上裙房（5层）同 住宅塔楼贯通连接，与T1、T2塔楼设缝分隔.

整体地下室及地上裙房结构总平面宽约200米，长约250 米，不设永久伸缩缝.

结合工程当地气候条件，基于后浇带设置、基础有限刚度取值及混凝土徐变收缩效 应等要点的合理考虑，进行了考虑时间效应及工程施工全过程的整体温差效应计算模拟分析，为针对性地 控制并有效减小该工程结构不利温差效应提供重要的参考依据及设计、施工指导.

2分析模型 该工程地下室及裙房整体结构温差效应分析建模及计算采用MIDASGENV8.21.

混凝土结构分析模型 如图1所示，其中梁、柱采用杆单元，楼板、墙体采用壳单元.

图1整体结构计算模型 3施工全过程模拟 3.1后浇带设置 参照混凝土结构设计规范川及以往工程经验，本工程沿结构平面双向设置多条贯通后浇带，后浇带间 距约25m~35m，待其他结构施工完成后采用强度等级高一级的混凝土低温合拢浇筑.

具体的后浇带设置如 图2所示.

基金项日：国家自然科学基金项目（51308117） 作者簧介：孙骤（1980-），男，博士，讲师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 " 3 图2混凝土后浇带划分示意 图3结构模型编组示意 3.2施工顺序 本工程自2013年7月起施工地下室，按照地下室平均1层/月的施工进度，并计及冬季3-4个月的停 工期，本工程地下室及裙房结构施工至后浇带合拢的总工期历时约23个月.

该混凝土结构施工全过程模拟 如下表1所示（施工编组如图3示意）： 表1整体结构施工顺序汇总 施工编组 施工工期 施工顺序 备注 B6 1个月 后浇带合拢前 B5 1个月 紧前 后浇带合找前 B4 1个月 紧前 后浇带合扰前 B3B2 1-1.5个月 紧前 后浇带合找前 冬季停工期 B1 1个月 春季开工后 后浇带合找前 Q1 1个月 紧前 后浇带合找前 Q2 1个月 紧前 后浇带合找前 Q3 1个月 紧前 后浇带合找前 Q4 1个月 紧前 后浇带合找前 Q5 1个月 紧前 后浇带合拢前 Q6 1个月 紧前 后浇带合拢前 Q7 1个月 紧前 后浇带合拢前 80 1个月 紧前 后浇带合找前 冬季停工期 HUB 1个月 春季开工后 B6-B1部分对应后浇带 HQ 1个月 紧前 Q1-Q8部分对应后浇带 结合以上施工过程，结构随着时间发展逐步生成，同时逐步施加随时间变化的温差作用，并同步考虑 混凝土徐变收缩效应，其中为错过冬季低温期，后浇带合拢时间延后至后一年春季合拢.

地下室及裙房（后浇带合拢前）结构施工完成后即进入装饰期及上部结构施工.

考虑到填充、覆土、 装饰及屋面覆盖等有利因素影响，待后浇带合找及地下室及裙房结构装饰期大抵完成时，构件所受温差作 用相对前期阶段将显著减小，同时混凝土徐变、收缩效应也随着时间的延续而逐渐趋向稳定.

3.3整体结构温差作用取值 混凝土结构降温时（负温差作用）的变形趋势与混凝土收缩变形基本一致，二者相叠加较不利于混凝 土缩裂变形及受拉应力水平的控制.

本文按照夏季开始施工、结构需先经历降温工况的过程拟定施工进 度计划，结合气象统计资料及施工模拟全过程，设施工阶段混凝土合拢温度为该阶段内的平均气温，则该
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 阶段施工组所受最大负温差作用为该施工期内最低气温与其合拢温度的差值： 施工（装饰）阶段时段内最大负温差=时段内最低气温-平均浇筑（合找）温度 其中，各月生成结构混凝土平均浇筑温度取当月平均温度，后浇带合拢安排在开春升温时段进行，合找温 度结合当月气温取为5-10度左右为宜，合拢完成后整体结构先经历升温过程，半年后进入秋冬季时，建筑 装饰、覆土、安装及外墙工程等基本完成.

混凝土结构施工装饰全过程及温差荷载增量取值具体如下表2 所示： 表2混凝土结构温差作用各阶段取值（C） 施工年月13.0713.08 13.0913.10 13.1113.1214.01 14.0214.03 14.04 14.05 14.0614.07 14.0814.09 施工部分 B6 B5 B4 B23 B1Q1Q2 Q3 Q5 浇筑温度 24.6 23.6 17.2 9.4 24.6 23.6 Q6 0.1 9.3 16.9 21.9 17.2 最低气温 17 9 3 -3 12-2129 -12 -4 4 12 17 9 3 施工年月 14.10 14.11 14.12 15.01 15.02 15.0315.04|15.05|15.06|15.07 15.0815.09 15.10 15.1115.12 施工部分 0 80 HHJ2 合拢温度 9.4 0.0 9.3 10 最低气温 -3 -12 -21 -29 27 -12 p- 4 9 5 温差荷载取值 施工年月 13.07 13.08 13.0913.10 13.11 13.1214.01 14.02 14.03 14.0414.0514.0614.07 14.0814.09 B6 -7.6 -8.0 6.0 -6.0 -9.0-9.08.0 2.015.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0-6.0 B5 -14.6 -6.0 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -6.0 B4 -14.2 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -6.0 B3、B2 -12.4 -9.0-9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -6.0 B1 -12.1 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -6.0 10 -13.3 8.0 8.0 5.0 -8.0 -6.0 Q2 -12.9 8.0 5.0 -8.0 -6.0 Q3 -9.9 5.0 8.0 -6.0 Q4 " -7.6 -8.0-6.0 Q5 -14.66.0 Q6 14.10 14.11 14.12 15.02 15.03 15.04 15.0515.06 15.07 15.0815.09 -14.2 施工年月 15.01 15.1115.12 B6 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.08.08.08.05.0 8.0 -4.0 -5.0 -9.0-9.0 B5 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 8.0 -4.0 -5.0 -9.0 B4 -6.0 -9.0 06 8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 4.0 5.0 -9.0 -9.0 B3、B2 -6.0 -9.0 -9.0 8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0 B1 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.015.0 8.0 8.0 8.0 5.0 8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0 Q1 -6.0 -9.0 -9.0 8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 4.0 5.0 -9.0 -9.0 Q2 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0 Q3 -6.0 -9.0 06- -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -4.0 5.0 -9.0 -9.0 Q4 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0 Q5 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0 Q6 -6.0 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0 Q7 -12.4 -9.0 -9.0 -8.0 2.0 15.0 8.0 8.0 8.0 5.0 -8.0 -4.0 -5.0 -9.0 -9.0-9.0 -9.0 Q8 -12.0 -8.0 2.015.08.0 8.0 8.0 5.0 8.0 -4.0 -5.0 HJ1 -13.3 8.0 8.0 5.0 -4.0 -5.0 HJ2 6.08.05.08.0 -4.0 5.0 -9.0-9.0 3.4混凝土长期效应 当前国际上用以分析考虑混凝土徐变、收缩效应的主流计算模型主要包括CEB-FIP(90)、ACI92及B3 模型等，本文结合分析模型及软件类型主要采用计算方便且应该较广泛的CEB-FIP（90)模型.

3.5基础有限约束刚度 温差效应分析时需槟弃基础固定端或不动较假定，本工程分析中根据《建筑地基基础设计规范》 （GB50007-2011)、《建筑桩基技术规范》（JGJ94-2008）等计算桩基或独立基础与土的相互作用对结构约 束端的有限约束刚度，并用实际的有限刚度取代地基基础无限刚度约束假定.

同时，参考国内桩基试验报 告，假定基础水平变形达5mm和基础转角位移超过1/1000时地基土进入塑性，约束刚度退化为原刚度 的20%.

根据地勘情况及基础设计布置详图，本工程采取多桩、群桩基础及筏板独立基础相结合的布置形式，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 其中单桩与土相互作用下单桩（Φ600）基础竖向刚度约为3.0E5N/mm，水平刚度约为1.01E5N/mm， 多桩基础的竖向及平动刚度可近似取为依据桩的数量线性叠加，而计及承台整体转动约束作用，仍保守取 多桩基础转动刚度无限大".

4主要分析结果 基于以上分析参数、设置方法及施工步骤，对本工程地下室及裙房结构考虑施工装饰期全过程的温差 效应进行了依时非线性有限元仿真分析.

为节省篇幅，本文重点给出整体结构后浇带合拢后应力及变形较 不利分布情况.

4.1结构整体变形 随着结构施工进展，温差效应作用下整体结构位移逐步增大，至后浇带合拢并进入装饰期后，整体结 构绝大部分构件水平位移在-30~30mm范围内（图4）：而随着混凝土收缩效应发展趋缓、覆土及装饰后结 构室内温度变化幅度缩小，整体结构温差变形渐趋稳定.

总体上，该结构由温差、混凝土收缩等综合效应 产生的变形在合理可控的范围内.

整体坐标X方向 整体坐标Y方向 图4后浇带合拢后整体结构变形分布（mm） 4.2框架梁轴向应力 整个施工装饰期内，各层框架梁由于温差收缩效应产生的拉应力水平总体较低，绝大部分混凝土梁单 元应力变化幅度在合理安全的范围内，拉应力水平低于3.0MPa（图5）.

少量较高拉应力的混凝土梁单元 主要位于塔楼内部不规则板单元周边或洞口位置，除去单元划分问题造成应力集中现象外，其他应力较高 的少部分梁已开展针对性优化设计，并在多工况组合设计的基础上通过加强配筋承担截面拉应力，控制钢 筋拉应力不超过200MPa.

131195 31 混凝土梁 钢梁 图5后浇带合找后梁单元轴应力分布（MPa）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.3混凝土楼板应力 大部分楼板平均拉应力变化范围始终在3.0MPa以下，少数区域楼板拉应力峰值略高，主要位于地下 室底层楼板边缘、各塔楼内局部楼板等位置（图6），除由于单元划分造成应力集中等原因外，对部分楼板 进一步优化设计，同时在相应的应力集中楼板采用通长板筋加局部较密集短筋的配筋方式，局部加强楼板 配筋，设计控制钢筋应力水平≤200MPa IIS S22 图6后浇带合找后混凝土楼板应力分布（MPa，S11、S22分别为板单元局部坐标下两水平向轴应力） 4.4框架柱内力 施工装饰期间，结构框架柱受温差效应影响而产生的剪力及弯矩值始终处于合理安全的范围内，其中 少量较大内力值出现在T1、T2塔楼底部较大截面的竖向构件中.

提取内力较大的典型框架柱进行多工况 内力组合的设计校核后表明，各框架柱温差效应产生的内力处于各组合工况的安全包络范围内.

!!!!!! 剪力V22 奇矩M22 弯矩M33 图7后浇带合拢后混凝土框架柱内力分布情况（KNm）

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 大跨度无依附巨型带状桁架拉杆安装施工技术 孙浩，吕洋洋，吕黄兵，杨正军，吴洪涛 （中建钢构有限会司北方大区天津300383） 摘要：天津高银117大厦结构形式为巨型框架-核心简-巨型斜撑多重结构抗侧力体系，其中巨型框架中的带状桁 架作为一种新型的结构体系在超高层建筑中得到越来越广泛的应用，本工程包括九道环形带状析架，其中大厦 L6-L7层南北方向的带状桁架底部净空高度近40n，安装桁架时若搭设脚手架或胎架，需要的措施费用较高，且 施工相对繁现且工期较长.

为此，在施工过程中选择合理的分段吊装，加设可靠安全的措施是解决间题的关键.

本文首先介绍该层大跨度无依附巨型带状析架的分段，然后叙述巨型带状桁架施工的选取以及过程中的措施，最 后对117项目大跨度无依附巨型带状析架施工进行总结，对未来超高层大跨度无依附巨型带状桁架安装具有一定 的借鉴意义.

关键词：117大厦大跨度巨型带状桁架构件安装 1工程概况 1.1结构总体概况 本项目位于天津高新区地块发展项目之中央商务区.

高银117大厦总建筑面积约37万平方米，建筑 高度约为597米，共117层有四层地下室.

本工程塔楼平面为正方形，四周边楼板局部悬挑形成建筑外轮 廓，且楼层平面随着斜外立面渐渐变小，塔楼首层平面尺寸约65m×65m，渐变至顶层时平面尺寸约为45m X45m.

中央混凝土核心筒为矩形，平面尺寸约34m×37m，主要用作高速电梯间.

本工程采用了多重结 构抗侧力体系承担风和地震产生的水平作用，该体系由核心筒、带有巨型支撑筒及巨形框架的周边结构构 成了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.

其中核心简和矩形柱起主 要作用.

1.2大跨度无依附巨型带状桁架概况 本塔楼结构设计共布置九道环形带状桁架，属于巨型外框结构系统，用以抵抗侧向荷载的作用.

带状 桁架在结构竖向分别位于L6-L7层（标高 38.900m-43.900m）、L18-L19层（93.79m-98.79m）、L31-L32层（标 高 153.00m-164.00m)、L47-L48 层(标高 237.17m-242.17m)、L62-L63 层(标高 302.92m-313.92m)、L78-L79 层（标高 384.99m-390.99m）、 L93-L94 层（标高 451.74m-462.74m）、 L105-L106 层（标高 514.95m-519.95m）、 L116M-L117 层（标高 578.60m-583.65m).

其中L6-L7层南北立面底层桁架底部净空高度近40m，安装桁架时若搭设脚手架或胎架，需要的措施 费用较高，且施工相对繁琐且工期较长，为此，考虑此两福桁架下弦吊装就位时，使用拉杆拉设于两端的 巨柱上进行固定，由于此两福桁架下部有一层次柱和钢梁，将下部的次柱和钢梁与桁架下弦在地面拼装后 进行吊装，两侧桁架下弦吊装完成并用拉杆固定完成后进行中间段的桁架下弦吊装，拉杆拉设位置为桁架 下弦与腹杆连接节点位置.

基金项目：中建总公司课题（C5CEC-2010-Z-01-5-03) 作者美介：孙浩（198一），男，学士，助理工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图1L6-L7层南北侧带状析架里面示意图 2大跨度无依附巨型带状桁架施工 由于南北两福TT1带状桁架下方净空高较高，从首层搭设支撑架的方法比较繁项，且需耗费大量的支 撑架，因此，考虑用钢拉杆将桁架下弦斜拉于两侧巨型柱上.

为避免钢拉杆影响桁架腹杆及上弦杆件的吊 装施工，钢拉杆拉设于桁架下弦左右两侧.

巨型科撑 析架上部次柱 L8 48.220 L7 43 900 16_38 900 L5 32.900 楼层框架架 L4 19.900 析架底部悬挂立椎 L2 6.900 K L1 0.175 TT1浦北立面 -19.350 图2塔楼南北立面析架TT1与悬挂柱梁分布图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 巨柱 钢拉杆 钢拉杆 TT1 蚂拉杆 巨椎对接口 1-1 图3拉杆拉设桁架下弦示意图 2.1钢拉杆截面形式及节点形式 钢拉杆采用截面为$203*12的钢管，在巨型柱和桁架节点位置设置连接耳板，拉杆与桁架及巨型柱采 用销轴连接.

图4钢拉杆示意图 A-A 图5拉杆节点示意图 图6巨柱及桁架连接耳板示意图 66 拉杆 图7现场安装照片
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2吊耳、卡环、钢丝绳选用概况 构件采用散件制作进场，为减少高空焊接，在满足吊装的情况下部分采取地面拼装整体吊装的方式， 最大吊重约为65t，每段桁架设置四个30*250*300吊耳，布置情况如下： 10100 40*250*300 40*250*300 CP. T CP.xTYP> 440*250*300 300 图8吊耳布置图 图9吊耳详图 桁架单元最大吊装65t，考虑重心等不均匀因素安全系数取6，四个吊点平均每个吊点竖向力为： N=- cP_6×65 = 97.5t (1) 式中：N--单个吊点的负荷，t： P--起重量，t： c-一不均匀受力系数： n--同时受力的吊耳数.

吊绳角度按照600计算， 钢丝绳受力： F=- N_97.5t sin0 sin60° =112.5t (2) ：d=47.4mm，所以为保证 吊装安全，钢丝绳最小直径选用50mm.

若构件重量超出本范围，钢丝绳将做相应调整，并重新核算.

考虑不均匀系数取1.5，单个卡环受力 = 24.375t ：根据《GB559-65船用卸扣规范》， 为保证安全，吊点选择32t级别卡环.

3.结论 天津高银117大厦项目L6-L7层的无依附巨型带状桁架已施工完成，在施工实践的检验下，可以确定 对拉杆安装的方法是合理成功的，本文根据实际经验，得到：在大跨度无依附情况下进行巨型带状桁架施 工时，可采取简单方便的拉杆进行吊装，且该拉杆具有安拆方便、就地取材等特点.

在综合考虑多种大跨 度无依附巨型带状桁架吊装方式，应从施工成本控制、施工进度控制、质量的控制等方面进行分析.

在施 工中还应重点考虑生产安全方面，确保支撑设备的日常维护以及吊装过程中人员的安全.

参考文献 [1]于力海，史维心.悬挑露台无支撑架安装技术[J].施工技术.2012(S2)：245-246. [2]陈华周.钱换.国家奥林匹克体育中心体育场工程钢结构超长悬挑钢梁无支撑安装工艺[].钢结构.2007（07）：82-85. [3]童林浪，周元，余继军，黄宪.大型悬挑钢结构无支撑施工技术[A].第四届全国钢结构工程技术交流会论文集 [C]. 2012:305307 [4]袁国平，王宇伟，周黎明，黄世哗.大跨度钢析架结构无支撑吊装施工技术[A].2011全国钢结构学术年会论文集[C]. 2011 : 458460.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 上海外滩国际金融服务中心超限塔楼抗震设计 孙战金，穆为，姜文伟 （华东建筑设计研究总院上海20002） 提要：上海外滩国际金融服务中心位于上海外滩风貌旅游区、十六铺水上旅游中心及上海豫园特色商业旅游区的 交汇点.南块双塔楼是两幢180n高的现代化超高层办公建筑，采用钢框架-钢筋混凝土核心简混合结构体系.

本 文从结构选型、概念设计、超限处理等方面进行了详述，对该项目的结构设计做一个总结.

关键词：钢框架-钢筋混凝土核心筒混合结构：超限高层：铰接：箱形柱 1工程概况 上海外滩国际金融服务中心位于上海外滩风貌旅游区、十六铺水上旅游中心及上海豫园特色商业旅游 区的交汇点，东靠中山东二路，南临东门路，北接龙潭路，西侧为人民路，与西侧传统豫园商业区及上海 老城厢区域相接，工程所在区域是浦江西岸开发的核心重点区域.

工程分为南北两个地块，建设基地总面积为45472m，总建筑面积为426073m.

南北地块地下室为各 自整体地下室，北区地上分为N1、N2、N3、N4和N5五个单体，为集商业、餐饮和办公为一体的综合性建 筑：南区地上分为S1、S2和S3三个单体，为集商业、餐饮、电影院和办公为一体的综合性建筑.

南区的 S1、S2塔楼均为39层，建筑高度180米，为超高层双塔建筑.

建筑效果见图1.

图1双塔建筑效果图 作者簧介：孙战金（1973-），男，博士，高级工程师 1
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 2结构体系与选型 129 46m 24m wg - 图2塔楼典型平面及制面图 S1、S2塔楼标准层平面及剖面如图2所示，楼层及芯筒均为正方形平面，楼面及芯筒结构宽度分别为 46m和24m，塔楼高度为179.4m，整体结构及芯筒的高宽比分别为3.9和7.48，长宽比均为1，本工程塔 楼结构平面规则、对称，质量、刚度沿高度分布均匀，体型指标合理，适用的结构体系可选择性较大.

为 了获得安全、合理、经济的设计效果，我们在结构方案论证阶段进行了结构体系比选.

本建筑的使用功能要求不允许外框做成密柱深梁或支撑筒体结构，整体无法形成均具有足够刚度内外 筒的筒中筒结构，因此本结构的结构体系总体上只能是框架-核心筒结构.

《高层建筑混凝土结构技术规程》 （JGJ3-2010）对各种结构体系适用高度进行了规定，上海抗震设防烈度为7度，B级高度钢筋混凝土框架 一核心筒结构最大适用高度为180m，能满足本工程需要，为避免结构高度过高，轴压比控制下混凝土竖向 构件截面尺寸过大，影响建筑使用要求的问题，竖向构件中需要设置钢骨，自然形成型钢混凝土框架一钢 筋混凝土核心筒的混合结构体系，适用高度为190m.

由此，本工程结构体系比选将主要围绕型钢混凝土框 架-钢筋混凝土核心筒混合结构体系与钢结构体系展开.

《高层建筑混凝土结构技术规程》规定7度区钢框 架-钢筋混凝土核心筒结构适用最大高度为160m，而《高层民用建筑钢结构技术规程》规定7度区钢框架- 混凝土核心筒结构及钢框架-支撑结构适用最大高度分别为180m和220m.

柱，钢筋混凝土楼面框架梁，钢筋混凝土核心筒.

SRC框架柱从下往上截面尺寸由1800x1500缩小至 2
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 1000x1000，中间凹口处框架柱从下往上截面尺寸由1200x2300缩小至800x2300：外框梁截面尺寸为 800x1100，楼面梁为400~700x800不等：芯筒剪力墙从下往上厚度由1000mm减缩小至600mm.

钢框架-钢筋混凝土核心简混合结构体系主要特点是，周边由方钢管框架柱、H形钢框架梁一起形成的 钢外框架，与钢筋混凝土核心筒组成结构抗侧力体系.

采用压型钢板组合楼板，连接外筒与芯筒的钢梁两 端铰接处理，传力途径清晰，也确保施工的便利，有利于缩短工程进度.

钢框架柱从下往上截面尺寸由 850x850缩小至500x500，最大板厚为80mm：外框梁焊接H形钢，最大高度为800mm，楼面梁采用轧制H 型钢，标准层最大梁高为500，能满足承载力要求及楼面振动舒适度要求.

钢材材质为Q345B.

芯筒剪力 墙从下往上厚度由1000mm减缩小至600mm.

钢框架一钢支撑核心筒结构体系主要特点是，芯筒为单斜杆或人字形支撑筒体，外框为方钢管柱和焊 接H形钢钢框架，压型钢板组合楼板，整体结构为钢结构，钢材材质为Q345B.

表1结构方案指标比较 方案 SRC 框架- 钢框架- 钢框架- 钢筋混凝土核心简结构 钢筋混凝土核心简结构 钢支撑核心简结构 周期T1 4. 8748s 4. 8324s 6. 2328s 周期T2 4. 7136s 4. 6889s 6. 1359s 周期T3 4. 0077s 3. 5381s 4. 9417s X向底层地震力（剪重比） 31345. 12( 1. 82%) 28830. 88( 2. 03%) 18302. 97 ( 1. 69%) Y向底层地震力（剪重比） 30674. 18 ( 1. 78%) 28377. 04 ( 2. 00%) 18775. 98 ( 1. 73%) 框架倾覆力矩比 35%^73% 11. 48%*42. 79% X向最大层间位移 1/762 (29 层) 1/747 (29 层) 1/386 (28 层) Y向最大层间位移 1/716 (29 层) 1/748 (29 层) 1/365 (27 层) 上部结构重量 1722259KN 1420240KN 1083016KN 标准层平均质量 2.10t/r左右 1.7t/r²左右 1. 30t/r²左右 外框剪力比 17%°74% 5. 24%~40% 平米用钢量 40kg/r左右（钢骨用量） 100kg/²左右 220kg/r²左右 从表1的数据上看，几个方案均可满足规范要求，都能适用于本工程，相比而言，钢框架-钢筋混凝 土核心筒结构和钢框架-钢支撑核心简结构比SRC框架-钢筋混凝土核心筒结构一次性造价高，但结构总体 重量及框架柱尺寸、框架梁及楼面梁高度等均有优势，面且钢结构施工工期比较快，楼面钢梁腹板可适当 留设洞口，能有效增加楼层净高.

综合考虑各相关因素后，本工程最终采用钢框架-钢筋混凝土核心筒结 构体系.

经计算分析，伸臂桁架及环形桁架对本工程结构性能影响不大，对结构经济性改善不明显，反面 会在一定程度上影响建筑外观效果和室内使用功能，因此结构整体不再设伸臂桁架和环形桁架.

3结构概念设计 本工程结构设计使用年限为50年，上部结构安全等级为一级，地基基础设计等级甲级.

抗震设防烈 度7度，抗震设防类别为乙类，设计基本地震加速度为0.10g，场地土类别为上海地区IV类，设计地震分 组为第一组，场地特征周期为0.9s.

基本风压0.6KN/m²，体型系数1.4，地面粗糙度B类.钢框架-钢筋 混凝土核心筒混合结构的阻尼比取0.04.

根据现行规范，核心筒剪力墙的抗震等级为特一级，钢框架 抗震等级为二级.

结构在多遇地震和风荷载作用下的层间位移限值为1/715，在罕遇地震作用下层间位移 限值为1/100.

本工程塔楼结构以地下室顶板（即土0.000的楼板）作为嵌固端，确保地下一层与一层的刚度比满足 抗规及高规要求.

按上海市《建筑抗震设计规程》DGJ08-9-2003的规定并结合建筑使用功能要求，在平面
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 核心部位布置剪力墙，形成钢筋混凝土剪力墙芯筒，在塔楼周边布置钢框架，使整体成为钢框架-钢筋混 凝土核心筒体系.

在保证芯筒足够刚度的前提下，通过合理确定边框梁、柱截面，适当加强边框架的刚度， 提高结构的整体侧向刚度及扭转刚度.

在体系上，1.保证规定水平力下，底部楼层剪力墙承担大于50%的 总地震倾覆力矩：2.保证框架部分分配的地震剪力标准值的最大值不小于结构底部总地震剪力标准值的 10%，满足框架-核心筒结构抗震要求.

塔楼上部结构的柱网确定和结构布置尽可能做到使结构的刚度中心 与质量中心尽量接近，以减小结构在水平地震作用下的扭转效应，满足规范对结构扭转位移比限值的要求， 并使结构在两个主轴方向具有合理、相近的抗侧刚度，提高结构的整体抗震性能：合理确定各楼层侧向刚 度，使得各层侧向刚度满足抗震规范要求的相邻楼层间刚度关系以及抗剪承载力关系的要求.

采用钢框架-钢筋混凝土核心筒结构体系可以很大程度上减小框架柱截面尺寸，降低楼面梁高，提高 建筑使用效率.

地上结构从下往上，核心筒混凝土强度等级由C60降低至C40，墙厚由1000mm减小至600mm， 大屋面以下的芯筒转角处均设置构造钢骨以提高芯筒延性：外围钢框架柱为箱形截面，尺寸从850x850至 500x500，壁厚从80mm至40mm逐渐减小：外框焊接H形框架钢梁最大梁高为800mm，确保外框具有足够的 刚度，满足外框剪力比，并承担一定比例的倾覆力矩.

梁柱所用钢材材质为Q345B，钢板厚度最大达80mm， 板厚≥40mm时要求满足2向的断面收缩率.

各楼层采用压型钢板组合楼板，楼面钢梁采用轧制H形截面， 梁高不超过500mm.

楼板混凝土强度等级为C35，除设备层及其它需加强的楼层楼板厚度为150mm外，其 余楼层板厚为120mm.

典型结构布置图如图3所示.

6. 图3塔楼典型平面结构布置图 4结构超限及处理措施 本结构超限情况见表2，主要存在高度超限、平面扭转不规则及凹凸不规则等情况.

表2结构不规则情况 序号 结构不规则情况 不规则分类 1 7度区建筑物结构控制高度为170m，超过钢框架-钢筋混凝土 高度超限 核心简适用最大高度160m X偶然偏心地震作用规定水平力下，Y方向最大层间位移与 2 平均层间位移的比值为1.32，大于1.2：45度方向地震作用 平面扭转不规则 下，Y偶然偏心地震作用规定水平力下，Y方向最大层间位移 与平均层间位移的比值为1.47，大于1.2.

4
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 二层楼面大开洞，开洞面积为本楼层面积的60%，大于30%.

楼板局部不连续 主楼37层，平面收进的水平尺寸大于相邻下一层的25%.

侧向刚度不规则 5 底部裙房结构平面突出于主楼平面范围，突出部分的长度超过 凹凸不规则 连接宽度2.5倍左右.

根据以上的结构不规则情况，按沪建建[2003]702号文的附件一判断，本工程属超限高层建筑工程.

针对结构高度超限的情况，我们提高芯筒剪力墙的抗震性能目标，对核心筒底部加强部位的墙肢，按 中震弹性的要求进行斜截面承载力验算，控制大震标准组合下的剪压比不超过0.15：对底部加强区以上芯 筒墙肢，控制中震标准组合下的剪压比不大于0.15.

图4为大震、中震计算时的墙肢剪压比.

0.094 0.048 0018 1 035 （a）底部加强区芯筒大震剪压比验算结果 （b）底部加强区以上芯筒中震剪压比验算结果 图4芯筒墙肢剪压比验算结果 图4（a）反映，按大震计算，除有几片墙肢超过0.15外（图中云线注明处），大部分剪力墙的墙肢大 震下的剪压比均小于0.15，由于整体核心筒X、Y方向单向平均剪压比均较小，可以认为，剪力墙底部加 强部位满足大震下的截面控制条件：图4（b）反映各墙肢剪压比均小于0.15，能满足设定的性能目标.

除按大震、中震性能目标控制剪力墙截面外，对底层剪力墙还需控制中震下墙体钢筋应力.

利用图5 所示，进行中震下底层墙肢钢筋应力计算.

014 （a）0度方向倾覆力矩芯简的最大受拉区 （b）45度方向倾覆力矩芯筒的最大受拉区 图5底层芯筒剪力墙中震倾覆力矩钢筋验算 中震下底层芯筒0度方向承担的倾覆力矩为MY=7933608KN.m，45度方向承担的倾覆力矩为 5

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢结构在某商厦改造中的应用 孙建国 （泰安市建设工程施工图审查中心，山东泰安271000） 改造实例，介绍了钢结构柱、梁特别是花纹钢板复合楼盖在改造中的设计及应用，同时对原钢柱基础的改造加固 进行了简要的说明.

关键词：钢结构复合楼盖加固改造 1工程概况 泰安红楼百货位于泰安财源大街中段，原建筑物为混凝土框架结构，六层，建筑面积21000m²，层高5.2m， 柱距为7.2m，且自南侧B轴外挑2.1m.

在2005年的第一次改造中从原建筑物的B轴向南增加了一跨至A1 轴，跨度为8.4m，其中A1轴至B轴的2至7轴部分设置了自动扶梯，A1轴钢柱为200×500.钢柱外侧的 玻璃幕墙固定在钢柱上，钢柱与原建筑物B轴处混凝土柱之间设置了一定数量的双槽钢拉杆（见图1）.

现业主对使用功能及平面布置重新进行了调整，进行了较大规模的改造，商厦内部开大洞，并将自动 扶梯移至室内.

原A1至B轴的2至7轴部分取消自动扶梯后在楼层标高处增设楼板，扩大使用面积.

根 据业主的这一要求，我们在对室内加设自动扶梯处进行加固改造设计的同时，重点对原自动扶梯处增设楼 板的改造进行了方案对比和设计.

3 原建物外张部分 20[上-6花批州板，花款频板上06@500升提账 50mC25期不能凝土上 ③ ③ 图1二至六层楼面结构平面布置图 作者簧介：孙建国（1967-)，男，工程硕士，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.结构形式的选择和方案对比 本工程可供选择的结构形式有两种，一种是采用钢筋混凝土梁、板、柱的框架结构形式，另一种为钢 结构柱、梁及复合楼盖的形式.

采用前一种方案现浇及模板用量大，施工周期长，且需要拆除原有玻璃幕 墙及钢柱钢梁，造价太高，不能满足业主的开业时间要求：而采用后一种方案，则可充分发挥钢结构的优 势，其与前一种方案相比具有如下优点：（1）构件截面小，承载力高：（2）施工周期短.

构件在工厂加 工完后运至现场安装，且复合楼盖无需模板，可加快施工进度，大大缩短工期，满足业主的要求：（3） 抗震性能好.

钢结构自重轻，延性好，又由于复合楼盖板厚小，只有50mm，自重降低很多，使地震力减小， 不仅对基础改造设计有利，而且对结构抗震更为有利，因此具有良好的抗震性能，同时也可降低工程造 价.

（4）可充分利用A1轴现有的玻璃幕墙钢柱及钢梁，仅对其作必要的计算复核和加固即可.

3.主要结构选型及布置 本工程改造设计时首先是根据业主提供的原建筑物的图纸等资料和鉴定报告书，对原建筑进行整体建 模计算，复核原建筑物的主要受力构件的承载力和抗震能力，对部分混凝土柱进行了碳纤维加固：其次是 对增加楼盖部分进行了结构布置（见图1），主要结构布置为：A1轴利用原玻璃幕墙柱，B轴为原混凝土 框架柱，在每层楼层处原楼层梁板的下部增设跨度为8.4m的钢梁500X220X8X12作为主梁，一端与A1 轴柱刚接，另一端与B轴原混凝土柱铰接（见图2）：沿2轴至 7轴设置三道400X200X6X8的次梁，次梁与主梁为铰接，次 梁上设置间距为700~800的[20槽钢，槽钢上满铺花纹钢板复合 楼盖.

结构计算采用SATWE和STS完成.

3.1钢柱的验算及加固 原玻璃幕墙钢柱截面为H500X200X8X12焊接柱，材质为 Q345B.

经计算，改造后柱截面尺寸不能满足设计要求，故需对 柱进行加固，通过计算比较，将H钢柱平面外焊钢板，改为箱型 土柱 柱可以满足设计要求，但焊接时应沿竖向每隔1500mm焊500mm长 的焊缝，以避免焊后焊接应力造成焊板及柱翼缘变形（见图3）.

3.2主梁的设计 522 主梁与钢柱的连接采用刚接，与原混凝土柱的连接可以刚接， 也可以铰接，但刚接构造复杂，节点强度得不到保证，从施工角 H0R02 度看，铰接更合理.

支座处梁端剪力设计值为110KN，经过节点 022003 100345） 500mm00mm长 10.069 图3 原有钢柱加 6400. 图2剖面图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 计算，连接处锚栓采用M27化学螺栓（螺栓计算过程略），螺栓布置及节点构造见图4.

ON27688868 4290 508x7 10/278448 c0bx700 L100d H50082282X12 图4钢梁与混凝土柱连接节点 3.3复合楼盖的设计 复合楼盖由槽钢密肋梁、花纹钢板和细石混凝土浇筑层组成.

槽钢密肋梁通过板托焊于楼面次梁上， 花纹钢板是代替混凝土板内受拉钢筋来承受结构荷载并作为永久模板的板材，槽钢密肋梁起支撑复合楼板 的作用，槽钢密肋梁的间距为700~800.

花纹钢板复合楼盖的详细做法是：在槽钢上铺花纹钢板，在铺好 的铺花纹钢板上焊Φ6@500马筋或锚筋，以增强与混凝土的握裹力，使板与混凝土能成为一体，而后在 花纹钢板上面浇筑50厚细石混凝土，内配抵抗混凝土收缩变形的Φ4@200双向焊接钢筋网.

花纹钢板的 搭接采用间断焊20@300.

使用花纹钢板加细石混凝土的复合楼盖，充分利用钢板的强度和浇筑层带来的刚度，省略了施工用临 时支撑.

施工中不需要大型起吊设备，花纹钢板为施工提供了安全的工作平台，减小了劳动强度，简化了 施工工序.

楼层之间能独立施工，只要楼层钢梁安装完后，铺上钢板便可进行下道工序：加焊马锻筋，绑 扎楼层钢筋网及敷设电缆电线等，从而加快了施工进度.

4.钢柱基础及柱脚的加固设计 原玻璃幕墙钢柱基础为独立基础，且由于原建筑物室内外高差较大，地基持力层埋置较深，约-3.500 左右，而钢柱基础埋深为-2.000，未做在持 力层上.

经过反复论证，确定采用压力灌浆的方法，将A1轴的2-7轴范围内的基础地基进行处理，处理 后的地基承载力特征值为fak≥180kpa.

由于原钢柱载荷小，基础地面尺寸仅为1000×1200，根本不能满足改造后的设计要求，故地基处理后， 又对原独立基础进行了加固设计.

具体做法是：在原基础上部-1.500标高处沿2-7轴新增柱下条形基础， 基础底用C20毛石混凝土加深至地基处理后的原基础底标高（见图5）：原基础短柱周圈凿毛、刷净、刷 界面剂，并采用植筋的方法植入 3
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图5新增柱下条基 纵筋，增大短柱断面（见图6）：新增柱下条形基础梁纵筋遇短柱时应钻透，穿过钢筋灌植筋胶：原钢 柱改为箱型柱后，经计算柱脚不满足设计要求，采用增加靴板的方法进行加固处理（见图7）.

120R 中04线 c=c 图6原基础短柱加固做法 40020 航加务 860~6 L=700 68258 理加板 图7钢柱脚加固大 结语 钢结构在工程加固改造中的主要优势是自重轻、建设周期短、施工简便：特别是花纹钢板复合楼盖结 构更具技术经济的合理性，加快了施工进度，满足了业主的工期要求.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 参考文献 [1]GB50011-2001.建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社 2001. [2]GB50017-2003.钢结构设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社 2003. [3]GB50367-2006.混凝土结构加固设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2006. [4]万墨林，韩继云.混凝土结构加固技术[M].北京：中国建筑工业出版社，1991. [5]赵熙元.建筑钢结构设计手册[M].北京：中国建筑工业出版社，2004.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 广州南站发现广场抗震性能分析与设计 孙亮‘，邱骏伟”，郭明 （1、2、3广州瀚华建筑设计有限公司，广州51065） 提要：广州南站发现广场项目属于平面与立面较不规则的复杂超限高层建筑，结构体系为钢筋混凝土框架-剪力 墙结构.

本文分析了结构的超限情况并确定了抗震性能目标，采用了基于性能的抗震设计方法，对结构进行了小 震弹性、中震等效弹性计算及大震下的弹塑性时程分析、高区空腹析架对比分析.

以上分析可保证结构实现预先 设定的抗震性能目标.

关键词：超限高层建筑，抗震性能设计，弹塑性时程分析，空腹桁架 1工程概况及结构体系 本项目位于广州火车南站中轴绿色生态广场南侧.

地上28层，地下4层，结构总高度129.8m.首层为 办公大堂及商铺，L2~L3层为金融服务行业办公层，L4层和L15层为避难设备层，L5~L14层为办公低区， 平面呈L性，L16~L28层为办公高区，平面呈矩形，办公区层高均为4.45m.

建筑面积为5.04万平方米， 其中地上3.61万平方米，地下1.43万平方米.

地下室为机动车车库和设备用房，负4层局部为人防区， 核6级常6级.

典型平立面图详图1~4所示.

抗震设防烈度为7度（第一组），场地类别为Ⅱ类，小震反应谱取抗震规范和安评报告的不利值，取水 平地震影响系数amax=0.09.

50年一遇基本风压W=0.60kN/m²，场地粗糙度为B类.

图1建筑效果图及剂面图 图2首层结构平面示意图 本项目用地狭小，建筑对空间的要求较高，结构布置采用了钢筋混凝土框架-筒体结构体系，利用了 建筑的楼电梯间和局部管井边砖墙布置了剪力墙，其余区域大空间均仅设置结构柱，以保证建筑灵活间隔 和地下室车位的使用要求，标准层内部典型梁高600~700.

作者简介：孙亮（1977、03一），男，硕士，高级工程师，注册土木工程师（岩土），一级注册结构工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图3低区（2F~15F）结构平面示意图 图4高区（16F~28F)结构平面示意图 由于剪力墙数量较少，刚度相对较弱，设计时主要采用了以下几项措施以增强结构刚度： a）地下室~四层利用建筑的增加的裙楼交通空间增设了部分剪力墙，以提高结构刚度，具体如图2 所示.

b）高区核心筒偏置且存在较大悬挑（悬挑5.8m)，设计时将4轴剪力墙相连，并在悬臂端部设置二次 浇筑的框架柱以形成空腹桁架，以提高结构的安全度和元余度.

c)将外圈框架梁的高度加高到1150，可提高结构刚度并降低扭转位移比.

通过以上几项设计措施，最终的结构刚度可满足规范要求.

2超限情况及设计难点 根据广东省住建厅“粤建市函【2011】580号文的《广东省超限高层建筑工程抗震设防专项审查实施 细则》，本项目主要存在以下几项不规则，需进行超限审查： a）扭转位移比1.230%，属于凹凸不规则.

c）1~2层大堂处中空，典型楼板有效宽度45%25%，外挑5.2m>4m，属于尺寸突变.

e）为满足地下室停车位及建筑功能要求，-1、2、4、16F存在局部剪力墙转换.

3抗震性能目标 根据国标和广东省标《高层建筑混凝土结构技术规程》，确定本项目的抗震性能目标具体如表1所示， 各项性能水准及分析手段如下： 3.1小震：目标为第1性能水准，采用YJIK和ETABS程序按规范方法进行对比计算和分析，结果满足现 行规范标准的相关规定，则可保证结构在小震作用下“完好、无损坏”的性能目标.

3.2中震：目标为第3性能水准，采用YJK程序进行等效弹性分析，根据广东省《高规》第3.113条第3 款规定，构件设计按以下标准： Sgx 7(S 0.4S)≤ R (1) 7-构件重要性系数，关键构件取1.1，一般竖向构件取1.0.水平耗能构件取0.8； -承裁力利用系数，压、剪取0.74：弯、拉取0.87；
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1结构抗震性能目标 地震水准 小震 中震 大震 性能目标等级 C 性能水准 1 3 4 结构宏观性能目标 完好、无损坏 轻度损坏 中度损环 层间位移角限值 1/650 1/125 底部加强部位剪力墙和框架 柱 XA~C轴框架柱及悬挑梁 关键 1F~RF 的①~<③ ×A 轴 ③~ 高区大悬臂梁受弯、受剪不屈服， 构件 ③×D~F轴范围框架一级 无损坏 轻微损坏 竖向其余构件轻度损坏，剪压比 ≤0.15 14F~17F剪力墙（体型突变位 置） 局部转换的剪力墙和概支柱 誉通竖向构件 无损坏 轻微损坏 部分构件中度损坏，即受剪满足剪 压比≤0.15 耗能 普通框架梁、连梁 无损坏 轻度损坏、部分中度损 构件 坏 中度损坏，部分比较严重损坏. 3.3大震：目标为第4性能水准，采用Perform-3D软件进行弹塑性时程分析，控制整体结构的弹塑性位移 角<1/125的要求；采用YJK进行大震等效弹性计算，控制竖向构件受剪截面满足要求. 根据广东省《高 规》第3.11.3条第4款规定，第4性能水准结构，大震下竖向构件的受剪截面按下式控制： VGx Vfbh (2) -剪压比，取0.15； 4、主要分析结果 4.1小震弹性分析 4.1.1小震弹性反应谱主要分析结果： 表2小震弹性反应谱主要分析结果 项目 限值 YJK ETABS T1 3.50 3.64 前3周期 T2 - 3.19 3.38 T3 - 2. 15 2.52 担转周期比 ≤0. 85 0.61 0.69 基成（结构首层）剪重比 X肉 1. 80% 1. 56% 1. 70% Y肉 1. 80% 1. 56% 1.60% 地震下最大层间位移角（结构层号） X肉 1/660 1/1069 (19F) 1/1131 (21F) Y向 1/927 (23F) 1/977 （24F) 风荷载下最大层间位移角（结构层号） X肉 1/1637 (19F) 1/1520 （20F) Y向 1/650 1/750 (23F) 1/671 (23F) 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 45"风荷载下最大层间位移角（结构层号） 1/650 1/719 (20F) 1/823 （20F) 规定水平力下最大扭转位移比（结构层号） X向 1. 4 3.92 3.46 Y肉 3. 11 2.89 首层框架履力矩百分比 X向 20% 18. 7% 21.7% Y向 22. 8% 23.7% 注：原计算剪重比不满足要求，由程序按规范自动调整满足.

4.1.2小震弹性时程分析 按照频谱特性、有效峰值和持续时间的地震动三要素需符合规定的原则，根据建筑场地类别和设计地 震分组，采用2条多遇地震人工波以及5条II类场地的实际记录地震波.

各条波的加速度时程曲线及谱 曲线与规范反应谱的对比如图5所示.

根据《建筑抗震设计规范》第5.1.2条，为保证所选地震波与规范 反应谱在统计意义上相符，其谱曲线与规范反应谱相比，在对应结构主要振型的周期点上相差不大于20%.

由图可见，各条波的频谱特性均能满足要求.

地震作用效应取时程法计算结果平均值与CQC法计算结果的 较大值. 由时程分析结果可知，7条波时程剪力平均值基本小于CQC法：由层间位移角与层剪力的分析结果平 均值均小于CQC法.

实际计算时可直接采用CQC法进行设计.

8-60 平均谱 10-05 22-605 .10 E5-6 9.963 Irlve-FHTB5 Tg10. 35) Ir1lwe-11T35 Tx10. 35 I.1C2 .01 主市向最式根费动 主为向最大硬图为南 1.30 .0) 图5规范反应谱与时程曲线对比 图6规范反应谱与时程分析基底剪力对比 以上小震的弹性计算分析结果表明，本工程的各项整体计算指标、竖向构件的轴压比和各构件的强度 及变形等均能满足规范要求，在风荷载和小震作用下，没有出现零应力区：小震作用下能达到“完好、无 损坏”的第1水准的抗震性能目标.

4.2中震性能化设计 根据广东省《高规》第3.11.3条的规定，对中震的第3性能水准采用等效弹性方法计算，考虑结构的
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 部分塑性发展，阻尼比取5.5%，连梁刚度折减系数取0.4.中震分析的地震动参数按规范取值：9m=0.23， T=0.35s2; 中震计算结果表明，底部加强部位局部剪力墙及框架柱配筋略大于小震计算结果，较多连梁配筋高于 小震结果，但大部分框架梁配筋结果略低于小震计算结果.

关键构件（底部加强部位剪力墙框和架柱、③ XA～C轴框架柱及悬挑梁和连层柱）、一般竖向构件及水平耗能构件均可控制不超限.

主要的抗侧力构件 均未出现全截面受拉，也未出现小翼缘全截面受拉.

部分典型构件配筋结果对比详表3所示，中震与小震 的计算结果较为接近，可取二者的大值进行构件设计，即可满足中震达到第3性能水准的要求.

综上所述， 中震下结构总体能满足仅“轻度损坏”，达到第3水准的抗震性能目标.

表3中震和小震典型构件配筋对比表 框知梁 小质As (cn2) 中展 As (cm2) 五层 45MB 轴 KL9 67 60 十六层 5°6XB 轴 KL4 (1A) 76 67 二十层 45SB 镇 KL.5(1A) 97 89 框知柱 小肃 As (cn2) 中展 As (cm2) 二层 4A 轴 K26 128 116 三层 5XB KL.8 188 168 十五层 5XB 轴 KL.3 204 212 剪力墙 小策 Ash (cn2) 中发 Ash(ca2) 首层3~4XB 轴 3.6 3.6 五层 23BC 轴 3 2.4 十五层 2XBC 轴 2.4 4.3大震性能化设计 4.3.1竖向构件受剪截面验算 根据广东省《高规》第3.11.3条规定，第3、4、5性能水准的结构宜以大震弹性地震力控制竖向构件 的受剪截面，以保证不发生剪切破坏，本工程大震下设定为第4性能水准，依据以上方法进行竖向构件弹 性大震下的受剪截面验算.

采用YJK等效弹性计算，场地特征周期Tg=0.4s，阻尼比取6.0%，连梁刚度折 减系数取0.3. 根据计算结果可知，底部加强部位剪力墙剪压比普遍在0.036-0.075之间，框架柱剪压比在0.01~0.03 之间，中部楼层剪力墙剪压比普遍在0.035~0.089之间，框架柱剪压比在0.015-0.044之间，均小于规范0.15 的限值.

4.3.2罕遇地震的弹塑性时程分析 本项目采用了perfor-3D程序进行了罕遇地震下的弹塑性时程分析，基本构件采用弹塑性纤维模型模 拟，采用一组人工波（RGB1）和两组天然波（TRB1和TRB2），各条波的弹性反应谱在基本振型周期点 处与规范反应谱相差不超过20%，满足在统计意义上相符的要求.

地震波峰值加速度取220gal，各组波按 水平主方向：水平次方向：竖方向=1:0.85:0.65双向输入，持时25s.

最终计算结果表明，三条波的最不利值为天然波1，其X向弹塑性层间位移角为1/303，Y向弹塑性 层间位移角为1/162，小于性能目标1/125的限值.

罕遇地震作用下结构对地震能量的耗散分配情况详见图7所示，输入结构的地震能量一部分通过动能 和应变能形式转换输出，一部分由结构自身消耗包括阻尼耗能和滞回耗能，当结构仍处于弹性状态时，能 量输出主要由动能、应变能和阻尼耗能组成，当出现滞回耗能后，表明结构已有部分构件进入塑性耗能状 态，这时阻尼耗能也相应增大（结构进入弹塑性后阻尼比增大），从能量耗散图可以看到，滞回耗能约占

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 点A的意义即地基承载力深度修正部分的承载力为0。

结合表2和图2，随着水头高度的增加，地基承载力在图2所示基底应力与地基承载力曲线相交三角 形区域内不能够满足地基承载力需求，并且在折点A的位置，二者的差值达最大。

当hg（d-0.5）=0时，即d=0.5时，水头高度h=10m，地基承载力特征值最低，f=f=250kPa， 此时，基底有效应力p,=400-10?10300kPa，f/p=0.83<1，即地基承载力不满足要求。

由以上分析可知，对于类似工程条件下的地基承载力验算，在设计中，如果仅验算最高水位和最低水 位时的地基承载力并不能保证在地下水位变化时的地基承载力要求。

在实际设计中，建议找出地基承载力深度修正部分的承载力为0时（即h9（d-0.5）=0，图2中折 点A），对应的地下水位高度验算地基承载力是否满足要求。

3结语 本文结合一实际工程进行分析表明，在进行地基承载力验算时，如果仅考虑最高水位和最低水位两种 情况，并不能保证在地下水位变化时的地基承载力安全。

建议在类似工程设计中，找出考虑深度修正后地 基承载力特征值最小时（即f=f，深度修正承载力为0）对应的地下验算地基承载力所需要的最小地基 承载力，满足此点的地基承载力验算后，即可以保证在任何水头高度下的地基承载力安全。

需要说明的是， 当裙房不满足抗浮要求时，采用不同的处理方式对地基承载力修正有不同的影响，本文不涉及这方面的考 虑。

参考文献 []GB5007-2011建筑地基基础设计规范[S]北京：中国建筑工业出版社,2011. [2]干海峰，董建军，姜桥，地下水对地基承裁力理深修正的影响[D].山东大学学报（工学版）,2008,38(S2）：87-89. [3]雷晓雨，闫明礼，等.地下水对地基基础设计的影响[』].工业建筑，12010,40(11):85-87....

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014 某超限高层汽车展库抗震性能分析 姜安庆 （鲁地国际设计顺润（深圳）有限公司，上海200433） 提要：某高层汽车展库为超限高层，存在首层层高大，平面不规则，大悬挑等超限情况，通过小震、中震、大震 等计算分析，有针对性地对该工程抗震性能进行了分析对比，较好地解决了展库的薄弱抗震环节，提高了整体抗 震性能.

关键词：超限高层，展库，抗震性能分析 1工程概况 本工程为国家重型汽车工程技术研究中心的汽车展库，地上9层（夹层作为一层考虑），无地下层， 结构总高度为39.600米.

汽车展库为超限高层结构，建筑±0.000以上一层为汽车展厅，二层局部夹层， 三层档案室，四-七层办公为主，八层以会议室为主，九层为局部夹层，屋架为轻钢结构，总建筑面积为 25000m.

拟建场地地基土类型属基岩，场地类别为Ⅱ类，抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度值为 0.05g，设计地震分组第三组，抗震等级为三级.

场地在深度20.0米范围内无饱和砂质粉土和砂土分布， 故在抗震设防烈度为6度时，不考虑地基土液化影响.

基础采用独立基础，地面设置防水板，柱底最大轴 力为7000-12500KN.

2结构特点及抗震设防目标 结构布置： （1）屋盖：采用钢结构，计算时通过抗弯刚度等效原则，用钢梁替代钢桁架 （2）剪力墙：在结构角部布置剪力墙，为避免剪力墙吸收过大的地震力导致过早破坏，在结构中 部设置了防屈曲支撑，保证结构有效的耗能 （3）框架：底层设置了结构加强区，柱截面较上层均有所放大 (4) 楼面：楼面梁布置均匀，梁跨度在7.2米至10.2米之间，楼面梁间距在4至5米之间.机房、 储藏室、多媒体楼板厚150mm，办公、会议室楼板厚120mm 结构特点： (1) 展库首层层高（含夹层）较大，建筑层高7950mm. (2) 结构在1-2、8-9层存在局部跨层柱的情况.

(3) 展厅上空有楼板大开洞情况.

(4) 有大悬挑情况（展库右侧6-8层处外伸9.1米，设计采用钢拉杆在外伸6米处拉结，外挑3.1 米）.

(5) 屋架最大跨度有36米 作者美介：姜安庆（1970-），男，硕士，高级工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 汽车展库整体模型 抗震设防目标： 根据国家《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》，本工程有三项不规则，分别为扭转不规则 （考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.2），楼板不连续（有效宽度小于50%，开洞面积大于30%），尺寸突变 （竖向构件位置缩进大于25%，或外挑大于10%和4米），故本工程汽车展库书属超限高层.

按照《抗规》规定及条文说明，抗震设防性能目标主要通过“两阶段三水准”的设计方法和采取有关 构造措施.

本工程项目除上述原则进行设计外，增加“中震不屈服”性能指标来控制结构关键构件的抗震 性能.

中震不屈服即结构在中震作用下，计算时不考虑地震组合内力调整，荷载作用分项系数取1.0，材 料强度取标准值，抗震承载力调整系数取1.0，不考虑风荷载作用.

3结构弹性分析模型及结果 结构弹性分析主要采用 2011-9版本的 SATVE和V2012版本的 MIDAS Building.

通过对比 SATWE 模型 和MIDAS模型验算发现两者结果基本吻合.

为了保证高层建筑的分析精度，《抗规》条文说明5.2.2要求， 振型个数取振型参与质量达到总质量90%所需振型数，而本工程两个模型前6个振型的X，Y方向的振型参 与质量为99.9%及100%，满足要求.

在结构平面布置的时候，为了减小扭转对结构的影响，结合建筑平面 适当布置剪力墙，控制好周期比和层间位移比两项指标.

出于对长周期结构的安全考虑，《抗规》5.2.5对 剪重比提出了要求，结构在6度设防区的最小值为0.008，且本工程的两种计算模型皆符合要求.

最大层 间位移角是一个刚度控制指标，在《高规》3.7.3中规定，高度不大于150m的高层框剪结构，不宜大于 1/800，两种模型均满足.

由于本工程存在局部夹层，且无夹层区域层高较高，为了考量夹层的影响，增加一个模型作为对比.

将夹层去掉，直接将首层层高取为7.95m作为一层处理.

正常设计的高层建筑下部楼层侧向刚度宜大于上 部楼层的侧向刚度，否则变形全集中于刚度较小的下部楼层而形成结构薄弱层.

故《高规》3.5.2规定， 楼层刚度与相邻上层的比值不宜小于0.7，与相邻上部三层刚度平均值的比值不宜小于0.8，本工程模型 均符合要求.

由于楼层抗侧力结构的承载能力突变将导致薄弱层被破坏，因此《高规》3.5.3规定，A级 高度高层建筑的楼层抗侧力结构的受剪承载力不宜小于其相邻上一层受剪承载力的80%，不应小于其相邻 上一层受剪承载力的65%，满足要求.

刚重比是用于判断结构弹性计算时是否需要考虑重力二阶效应的指 标，《高规》5.4.1规定，刚重比不考虑重力二阶效应的最低限值为2.7，本工程用SATWE计算的X，Y方向 的刚重比均大于2.7，所以该结构不需要考虑重力二阶效应的不利影响.

轴压比是控制结构延性的重要指 标，可以保证柱和墙的塑性变形能力和框架的抗倒塌能力.

《高规》6.3.6，6.4.2规定，框剪结构中的柱轴
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014 压比不宜大于0.9，墙不宜大于0.6（三级抗震.

利用时程分析法，采用两条天然波和一条人工波产生时程波曲线，场地时程加速度峰值为18gal.将 时程分析结果和振型分解反应谱分析结果对照可以发现，层间位移角和底部总剪力比值均满足规范限值.

从上述分析可以看出，结构在风及多遇地震作用下，能保持良好的抗侧性能和抗扭转能力，完全满足 弹性反应阶段的结构性能目标要求.

4中震不屈服分析 4.1计算方法 进行屈服判别的主要对象为剪力墙，柱，连梁及框架梁，不考虑次梁等次要构件.

中震不屈服的设计条件： 1.地震组合内力调整系数1.0 2.作用分项系数和材料分项系数1.0 3.抗震承载力调整系数1.0 4.材料强度采用标准值 5. max=0. 12 6.计算方法用弹性计算 4.2计算结果分析 框架柱的屈服破坏形式主要为压弯破坏，中震不屈服即在中震作用下框架柱的P-M-M包络线应不小于 弹性设计配筋材料标准值下所对应的截面承载力包络图Pu-Mu1-Mu2.

通常按照P-M-M值落在Pu-Mu1-Mu2 图上的位置判断截面是否屈服.

结果表明柱的最大轴力和弯矩均小于标准值所对应的承载力值，因此本工 程的框架柱不屈服.

剪力墙屈服判别依据SATWE模型计算结果，压弯不屈服判别方式同框架柱.

通过绘制剪力墙轴力-弯 矩包络图，易得出剪力墙中震抗弯压不屈服.

剪切不屈服判别可采用《高规》7.2.11条，计算出Vuk和 Vu值.

其中材料强度要用标准值.

非加强区剪力墙满足V/Vuk<=1.0时，剪力墙中震剪切不屈服，加强区 剪力墙V/Vuk<=1.0时，剪力墙中震剪切弹性.计算结果表明，本工程剪力墙满足要求. 悬挑处钢结构在考虑了竖向地震的组合，计算结果发现在小、中、大震三种情况中均不屈服，各项控 制指标满足规范要求. 5静力弹塑性推覆（pushover）分析 静力弹塑性分析选用MIDAS Building2012进行分析. 其中，钢梁、混凝土梁采用M较（弯矩较），钢 柱、混凝土柱采用P-M-M铰（压弯铰）. 墙的配筋采用Building设计计算结果，墙单元用纤维模型模拟， 竖向纤维数量为5，横向纤维数量为3. Pushover分析方法是通过对结构施加沿高度呈一定分布的水平单调递增荷载，将结构推至某一预定的 目标位移或使结构成为机构，分析结构的薄弱位置及其它非线性状态的反应，以判断在地震作用下结构及 构件的变形能力能否满足设计及使用功能的要求. 分析的第一步，给结构施加重力荷载代表值. 第二步，以第一步的内力和变形为初始条件，在此基础 上在X向和Y向分别施加侧向力. 然后建立基底剪力-顶点位移曲线（V-u曲线），再转换为谱加速度-谱位 移曲线（Sa-Sd曲线），即能力谱. 利用ATC-40中建议的有效阻尼计算弹塑性需求谱，其与能力谱的交点 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014 即为性能点. 本工程采用Procedure-A的方法计算性能点，基本步骤如下： 1.首先获得能力谱的初始切线刚度直线与阻尼比为5%的弹性需求谱的交点，将交点作为初始性能点： 2.计算初始性能点上的等效阻尼以及有效阻尼，利用有效计算弹塑性需求谱，并获得弹塑性需求谱与能 力谱的交点，即获得新的性能点. 3.按照上述过程反复计算，当性能点上的相应位移和相应加速度满足程序内部设置的误差范围时，将该 步骤的性能点作为最终的性能点. 结构可通过性能点来检验结构的抗震能力，若两曲线无交点，说明抗震能力不足：若两曲线相交，交 点对应的位移为等效自由度体系的谱位移. 将谱位移转化为原结构的顶点位移，根据V-u曲线即可确定结 构塑性铰分布. 本工程利用性能点对应的地震作用，求出结构沿X向和Y向的层间位移角，其中X向最大 的层间位移角为1/314，出现在4层：Y向最大位移角为1/877，在3层. 根据《高规》3.7.5，框剪结构 的层间弹塑性位移角限值为1/100，本工程结构满足要求. 6结构抗震加强措施 6.1针对平面不规则及楼板开大洞的措施： 结构计算分析时应及时考虑扭转对结构的影响，控制结构的层间位移比小于1.2，扭转第一周期与平动 第一周期之比小于0.9. 对开洞较多的楼板采用双层双向配筋，且单向最小配筋率不小于0.3%. 对于结构 主体顶板配筋，除了考虑按应力计算配筋外，采用双层双向配筋，以适当提高其抗拉承载力和抗拉刚度. 6.2其他抗震构造措施 1.轴压比控制：对框架柱按三级抗震控制在0.9以内：对剪力墙在底部加强部位按三级抗震控制在0.6 2.悬挑控制：整体悬挑9.1米处采取钢拉杆拉结，在平面钢梁悬挑6米处拉结，减少悬挑跨度至3.1米 3.最大层间位移角控制：高度不大于150m的高层框剪结构，不宜大于1/800 4.抗剪承载力比控制：A级高度高层建筑的楼层抗侧力结构的受剪承载力不宜小于其相邻上一层受剪承 载力的80%，不应小于其相邻上一层受剪承载力的65%，满足要求 5.刚重比控制：刚重比不考虑重力二阶效应的最低限值为2.7 6.剪重比控制：结构在6度设防区的最小值为0.008 7.构造配筋：框架柱的纵筋和箍筋配筋可按《抗规》6.3.7条校验，剪力墙构造边缘构件可参考《抗规》 6.4.5条. 此外，在剪力墙底部加强部位每两层设置一道配筋加强带（暗梁），按不少于4Φ20配置，以提高墙的 延性. 6.3根据中震分析结果对结果进行构造加强 根据中震不屈服分析结果，对柱、墙在中震下的承载力足够，未出现屈服：连梁有少量出现屈服. 因此， 根据中震分析结果对可能出现屈服的连梁配筋进行调整，使其能在中震情况下具有足够的承载力. 7.工程总结 本工程属超限高层建筑，其大开洞楼板，超大跨度（36米），大悬挑，有局部夹层等结构特点不利于结 构抗震. 工程采用结构弹性分析模型、中震不屈服分析及静力弹塑性推覆分析三种方式，较为全面地验证 了结构抗震的安全可靠性. 其中，结构弹性分析主要通过控制结构的轴压比、周期比、层间位移比、最大 层间位移角等多项指标来保证结构在风和多遇地震作用下，能保持良好的抗侧性能和抗扭转能力，完全满 足弹性反应阶段的结构性能目标. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014 中震不屈服分析是针对超限结构基于性能化的抗震分析，主要对竖向构件（柱和剪力墙）进行了验证 和校核，检验框架柱和剪力墙在中震作用下是否满足抗剪抗弯的要求. 静力弹塑性推覆分析是基于性能/位移设计理论的一种等效静力弹塑性分析方法，可弥补基于承载力设 计方法无法估计结构进入塑性阶段的缺陷. 它既能对结构在多遇地震下的弹性设计进行校核，又能确定结 构在罕遇地震下潜在的破坏机制，从而找到最薄弱的位置，为结构抗震提供依据. 利用以上三种结构分析模式，可以从各方面的角度来观察结构是否满足“小震弹性，中震可修，大震 不倒”的抗震设防目标，对其抗震性能作出总的评估. 三种模式分别对应小震、中震、大震，检查结构在 地震作用下的变形和塑性铰位置，从而对一些薄弱位置加强构造措施，改善其延性和变形能力，提高结构 抗震的可靠度. 参考文献 [1]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 [2]GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010 [3]GB50223-2008建筑抗震设防分类标准[S].北京：中国建筑工业出版社，2008 [4]GB50010-2010 混凝土结构设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010 [5]GB50017-2003 钢结构设计规范[S].北京：中国计划出版社，2003

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 昆明小厂村超限高层建筑剪力墙结构抗震设计 姚永革 （广州瀚华建筑设计有限公司，广州510655） 提要：昆明小厂村项目由4栋127.7-129.8m的超高层住宅组成，属于B级高度的剪力墙结构体系，本文介绍了该8度 设防区超高层剪力墙结构体系抗震性能化设计的主要结果，特别介绍了采用弹塑性分析软件Perform-3D在“中震可修、大 震不例”二阶段抗震设计中的具体应用情况，并根据Perfomm-3D中震动力弹塑性分析与SATWE弹性中震分析的比较结果， 提出8度区的同类结构中震分析的建议.

关键词：Perform-3D：中震动力弹塑性分析与等效弹性分析结果对比：8度区超高层剪力墙结构 1项目概况 本项目位于昆明市火车北站西侧，总建筑面积约 20.28万m㎡”，由A、B、C、D4栋超高层住宅组成，其中， A、B、C栋建筑总高127.7米，地面以上45层，首层高 4.2米，二层高3.2米，三层以上各层层高均为2.80米， X、Y向的高宽比分别为3.65和5.13：D栋建筑总高129.8 米，地面以上46层，首层高3.5米，二层以上各层层高 均为2.80米，X、Y向的高宽比分别为3.70和4.32.

设 两层地下室，底板面标高为-11.60米.

A~D栋建筑效 图1昆明小厂村A-D栋效果图 果见图1.

2结构选型和布置 2.1结构体系 由于昆明的抗震设防烈度为8度，设计基本地 震加速度为0.20g，设计地震分组为第三组，因此结 构遭受的地震作用较大，结合使用功能为住宅的建 筑特点，4栋塔楼均采用全部落地剪力墙结构体 系.

因4栋塔楼的结构体系和性能特点基本相似， 下面以A栋为例，介绍塔楼的结构超限设计情况.

2.2结构布置 本工程超限的内容为：高度超出了全部落地剪 力墙结构体系A级最大适用高度的要求，属于B级 图2A栋标准层结构布置图 高度结构.

建筑平面基本规则，保证了楼板作为刚性隔板传递水平力的可靠性，A栋塔楼标准层的结构布 置见图2.

建筑外周一圈的剪力墙厚度沿全高均保持为350mm厚，且外立面除窗洞外均设成1200mm高的结构连 梁，形成了较为强大的整体结构抗扭刚度：其余大部分剪力墙在1-6层底部加强区厚度为300mm，7-16层 和17-28层遵循数量由少至多的规律将部分墙肢收为200mm，29-45层则均为200mm，混凝土强度等级则 从底层的C60逐步收至顶层的C35.

适当加强结构底部侧向刚度，尽量减少上部质量，是提高超高层结构 抗震性能行之有效的办法.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.3抗震参数 结构抗震的相关参数详见表1.

表1结构抗震的相关参数 2.5超限计算分析及加强措施 建筑结构安全等级 二级 根据结构高度超限且地处8度抗震设防区的特点，对结构 结构重要性系数 1. 0 进行了以下的计算分析：（1）采用SATWE和ETABS2个不 建筑结构抗震设防类别 丙类 同力学模型的程序进行弹性分析：（2）对结构作小震作用下的 设计使用年限 50年 弹性时程补充分析：（3）采用Perform-3D软件对结构进行中 建筑高度 B级 震和罕遇地震下的动力弹塑性时程分析，并进行小震波的对比 抗震设防烈度 8度 分析：（4）采用Perform-3D软件对结构进行罕遇地震下的 设计基本地震加速度 0.2g Pushover分析，以与动力弹塑性分析做参考对比.

场地类别 11类 对剪力墙分布筋和边缘构件纵筋采取的加强措施如下表： 场地特征周期（s） 0.45 楼层 分布筋配筋率 边缘构件配筋率 结构阻尼比 0 05 -1~6 层 0.6% 1. 6% 剪力墙抗震等级 一级 7~16 0.4% 1. 4% 17~28 0.3% 1. 2% 29~项层 0.3% 1. 0% 2.6抗震性能设计的结构性能目标 针对本工程的结构特点，按照《高规》设定本结构的抗震性能目标详表2.

表2结构抗震性能目标 地震水准烈度 小震 中震 大震 性能目标 C 性能水准 1 3 4 宏观性能目标 完好、无损坏 轻度损坏 中度损坏 层间位移角限值 1/1000 --- 1/120 关键构件 剪力墙底部加强部 无损坏 轻微损坏，即受剪弹性，压弯不 轻度损坏，应变属屈服初期，处 位 屈服 于安全使用状态 普通竖向构件 无损坏 轻微损坏，即受剪弹性，压弯不 部分构件中度损坏，即受剪不破 屈服 坏，受弯屈服 耗能构件 框架梁和连梁 无损坏 轻度损坏、部分中度损坏 中度损坏、部分比较严重损坏 3小震作用下的弹性分析 表3A栋自振周期及周期比 报型 SATWE ETABS Perforn=3D 振动 因昆明基本风压较小，故一般不起控制作用，下面只介绍 周期 周期 周期 特性 小震作用的情况.

小震作用下SATWE、ETABS计算的各项整 1 2. 553 2. 493 2. 407 x向 体指标与Perform-3D的比较情况详见表3-表5.

由表可见，3 2 2.391 2.382 2.239 y向 个软件的计算结果基本吻合，各项指标也满足规范要求.

其余 3 1. 654 1.623 1.626 扭转 刚重比、层侧向刚度比及楼层抗剪承载力比等指标均满足规范 4 0. 801 0. 768 0.752 x向 要求，这里不再一一列举.

小震弹性动力时程分析的结果则表 5 0. 670 0.659 0 668 y向 明，在各波基底剪力满足规范要求的前提下，各项指标时程分 6 0. 555 0.545 0 543 扭转 析的平均值均小于CQC法.

因此判断，本工程能达到小震作 Tt/T1 0.65 0.64 0.68
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 用下“完好、无损坏”的第1水准的抗震性能目标.

表4A栋重力及小震基底剪力 项目 ETABS 表5A栋位移角及扭转位移比 SATVE Perfors=3D 恒0.5 工况 SATWE ETABS Perforn=3D （kN） 551264 551200 548622 受力方向 x向 Y向 X向 Y向 X向 Y向 方向 X Y X Y x 层间位移角 1/184 1/129$ 1/1145 1/1188 1/1196 /127s 基底剪 力（kN） 17706 18820 17850 18860 15733 17123 扭转位移比 1.14 1.25 1.17 1.23 注：Perforn-3D 时程结果满足不小于CQC法80% 4采用Perform-3D进行中、 大震的动力弹塑性分析 4.1弹塑性分析概述 本次超限设计采取比2010年《超限高层建筑工 程抗震设防专项审查技术要点》（以下简称“要点”） 更严格的标准进行，采用了弹塑性时程方法对结构 加速度时程曲线 加速度时程曲线 进行中震和大震分析，分析软件是美国加州大学伯 克利分校的Perform-3D，以期对8度区典型的超高 层剪力墙结构体系在三水准地震作用下的响应有 一个较全面的了解.

采用国际学术界广泛认可的Perform-3D软件进 造曲线与规范谱对比 请由线与规版谱对比 大震人工波（主方向） 大震人工波（次方向） 行静力和动力弹塑性分析，Perform-3D程序具有 完善的模型库，稳定可靠的算法，代表了抗震工程 研究的先进技术.

4.2分析模型和参数 整体模型嵌固于地面，竖向荷载施加在梁和剪 力墙上，按照100%恒载和50%活载导算地震质量 加速度时程曲线 加速度时程曲线 集中作用于楼层质心上，楼板按平面内无限刚假 定.

对结构抗侧刚度有影响的构件均按实际情 况进行模拟，但为简化输入和计算而取消了次梁， 各构件对应的模型具体如下： （1）剪力墙采用弹塑性纤维模型，其中钢筋采用 理想弹塑性模型：混凝土材料采用三折线模型，考 曲线与规范造对比 请由线与现底请对比 虑暗柱处受箍筋约束的影响，平面外以及纵截面作 大震天然波1（主方向） 大震天然波1（次方向） 弹性假定，平面内的剪切按弹性材料定义，控制剪 力墙在大震下剪力不超过其截面限制条件，为近似 模拟其在大震下开裂而刚度退化，将剪切模量按弹 性值的1/4输入.

（2）连梁和框架梁由两端塑性较、两端剪切强度 时() 截面（用于度量剪力）或中间的剪切较、以及中间 加速度时程曲线 加速度时程曲线 的弹性杆组成.

4.4动力弹塑性时程分析 4.4.1地震波的输入 本工程中震和大震采用1条人工波，2条天然 曲线与规范请对比 请由线与现监造对比 大震天然波2（主方向） 大震天然波2（次方向） a.大置波反应谱与规范大震反应谱的对比
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 波进行时程分析，持时为20s满足大于基本周期 5倍的要求.

经比较，所用地震波的反应谱与规 范反应谱在基本周期附近满足在统计意义上相 符的要求，如图3所示.

时程分析结果取3条波 加速度时程电线 加速度时程曲线 的包络值.

2 4.4.2中震弹塑性时程分析（PGA=200gal） 对中震作用下结构的抗震性能评价如下： （1）中震作用下结构的整体性能指标详见表6.

造曲线与规范谱对比 谱由线与规夜谱对比 由表可知，在未扣除整体弯曲变形的情况下，最 中震人工波（主方向） 中震人工波（次方向） 大层间位移角大致接近2倍的弹性位移限值 （1/500），与新《抗规》中性能3的水准相当： 与小震的基底剪力比大致为弹性中震与小震比 值（200/70=2.86）的0.9倍，表明结构整体进入 加速度时程曲线 加速度时程曲线 轻度的塑性状态耗散部分地震能量，其程度是适 当的.

表6中震下结构的整体性能指标 方向 X向 Y向 最大层间位移角 1/459 1/562 所在楼层 9 29 请曲线与规范谱对比 谱曲线与规范谱对比 最大顶点位移（mm） 61 188 中震天然波1（主方向） 中震天然波1（次方向） 最大基底剪力 38875 39768 与相应小震基底剪力的比 2.47 2.68 值 加速度时程曲线 （2）分析结果表明，结构在x、y向的变形和层 加速度时程曲线 剪力曲线形状基本相似，以下仅列出y向的结果 如图4所示.

可见中震下结构未见有变形和受力 集中的现象，未发现薄弱层.

（3）中震下剪力墙端部钢筋拉应变和砼压应变 及其所处的状态详见表7.

可见剪力墙全部处于 弹性状态，未出现塑性损伤.

请曲线与规范谱对比 谱曲线与规范谱对比 表7中震下剪力墙的变形状态 中震天然波2（主方向） 中震天然波2（次方向） 方向 X向 Y向 b.中票波反应谱与规范中震反应语的对比 塑性校区钢筋 需求能力比 0.10 0.072 图3地震波加速度谱与规范反应谱的对比 实际应变 0.001 0.00072 拉应变 所处状态 弹性 弹性 塑性校区砼压 需求能力比 0.11 0.10 实际应变 0.0007 0.00065 应变 所处状态 弹性 弹性 上部非校区钢 需求能力比 0.11 0.15 筋拉应变 实际应变 00000 0.00045 所处状态 弹性 弹性 需求能力比 a楼层侧移包络 b.楼层剪力包络 c.层间位移角包络 上部非校区砼 0.11 0.11 压应变 实际应变 0.00044 0.00044 图4y向中震作用下结构的非线性反应 所处状态 弹性 弹性 注：需求能力比为实际应变与极限应变之比，当实际 应变达到0.002时表示钢筋届服或砼进入塑性.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （4）中震下梁的塑性较分布详见图5.

可见，仅小部分跨 高比较小的连梁出现塑性较，分布范围不大，塑性程度较 轻，从需求能力比小于0.5（即转角小于0.01）可参照美 国ASCE41规范判断较均处于安全使用状态.

梁较早出现 塑性较，实现了作为第一道抗震防线减刚耗能和保护墙肢 的目的，这与采用弹性程序近似进行中震分析的结果产生 一定程度的差异，将在第5节进行专门的论述.

（5）结构在中震下的耗能分配图详见图6.

输入结构 的地震能量一部分通过动能和应变能形式转换输出，一部 分由结构自身消耗包括阻尼耗能和滞回耗能，当结构处于 弹性状态时，能量输出主要由动能、应变能和阻尼耗能组 成，当出现滞回耗能后，则表明结构已有部分构件进入屈 服而发生塑性耗能，这时阻尼耗能也相应增大，因结构进 入弹塑性后阻尼比也相应增大.

由图6可见，结构在3秒 左右开始出现滞回耗能（对应第一批连梁屈服），约18秒 X向弯曲校 X向弯曲校 图5连梁和框架梁的塑性较分布 （灰色表示出现较，Max值表示最大需求能力比） 表8大震下结构的整体性能指标 方向 X向 Y向 最大层间位移角 1/184 1/189 a.x向 b.y向 所在楼层 15 17 图6中震耗能分配图 最大顶点位移 544.5 538.2 后滞回耗能平稳，在能量平衡体系中滞回耗能约占总 (mm) 量45~46%，可认为是适当而有限地通过塑性变形消 最大基底剪力 60868 61988 耗了地震能量.

与相应小震基底 剪力的比值 4.2 4.2 4.4.3大震弹塑性时程分析（PGA=400gal） 对大震作用下结构的抗震性能评价如下： （1）大震作用下结构的整体性能指标详见表8.

由表可知，最大层间位移角小于规范限值（1/120）：与小 震的基底剪力比大致为弹性大震与小震比值（400/70=5.71）的0.74倍，表明结构整体既未发生过度的塑性 开展，又通过塑性变形消耗了相当部分的地震能量，达到了经济而有效的抗震效果.

（2）分析结果表明，结构在x、y向的变形和层剪力曲线形状基本相似，以下仅列出y向的结果如图7所 示.

可见结构变形曲线光滑连续无突变、剪力沿楼高平缓渐变，由下至上逐渐变小，因此即使大震作用下 结构也未见有塑性变形集中和受力集中 的现象，无明显的软弱层和薄弱层.

（3）大震下剪力墙端部钢筋拉应变和砼 压应变及其所处的状态详见表9，剪力墙 损伤状态图见图8.

可见大震下剪力墙首 层的较区局部钢筋屈服但仍处于安全使 a楼层侧移包络b.楼层剪力包络 c.层间位移角包络 用状态，混凝土则基本处于弹性，远未达 图7y向大震作用下结构的非线性反应 到压碎的变形.