孙璨、傅学怡等-沈阳宝能金融中心地下室及裙房整体温差效应分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 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
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
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，
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）
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）
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孙浩、吕洋洋等-大跨度无依附巨型带状桁架拉杆安装施工技术.pdf
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
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
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
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.
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孙战金、穆为等-上海外滩国际金融服务中心超限塔楼结构抗震设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 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
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
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
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
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
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孙建国-钢结构在某商厦改造中的应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢结构 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
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
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
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.
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孙亮、邱骏伟等-广州南站发现广场抗震性能分析与设计.pdf
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
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；
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
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
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孔慧、储德文-带裙房高层建筑地基承载力验算中地下水位的选取分析.pdf
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....
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姜安庆-某超限高层汽车展库抗震性能分析.pdf
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
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
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
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姚永革-昆明小厂村超限高层建筑剪力墙结构抗震设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 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
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
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.
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姚永革-广州琶洲某超高层办公楼的加强层选型分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 广州琶洲某超高层 办公楼 的加强层选型 分析 姚永革 （广州输华建筑设计有限公司，广州S10556） 提要：为确定广州琶洲某230米超高层办公楼加强层的最佳布置方案，分别对加强层的竖向位置和数量、 加强构件的平面布局、伸臂桁架（大梁）和腰析架（大梁）的结构形式，以及框架柱截面不同时对结构侧向刚 度的影响程度进行详细分析，根据分析结果选择了最优方案.
关键词：超高层办公楼：加强层敏感性分析 1项目概况 项目为1幢超高层办公楼，位于广州市琶洲新港东路148号地段.
建筑用地面积为12636 平方米，总建筑面积为122997平方米，其中地上部分面积为99418平方米，地下部分面积为23579 平方米.
设3层地下室，底板面标高为-14.4m：地面以上54层，标准层层高为4.1m，室外地面 算起的建筑总高度为230.5m，建筑立面在42层以上作缩进一跨的收进处理，两向的高宽比分别 为4.15、7.48.
地下室为车库和设备用房，其中地下三层为核六常六级人防，地上首层为大堂， 2至3层为餐厅，4至12层东面为公寓，西面为办公，由于层高不一致，形成局部错层：13、 22、23、39为避难层，其它层均为办公.
建筑效果图和剖面图分别详见图1-2，典型楼层的建 筑平面详见图3-5.
A2 s9 00.58( 41 a 9h8a s1= 另电 455高45. 4.3 x9039841 DE0EA43N 日上8日A1.2 生盘A -1440n 图1建筑效果图 图2剖面及层高示意图
3设计分类参数和抗震等级 根据现行规范，本工程进行结构分析与设计时，采用的分类参数如表1所示：考虑超限加 强后，塔楼结构各部位的抗震等级如表2所示.
表1分类参数 表2抗震等级 项目 内容 项目 内容 部位 构件 抗震等级 设计基准 设计基本地 框架 二级 50年 0.1g 负三层 期 震加速度 核心筒剪力墙 二级 设计使用 50年 设计地震分 第一组 负二层 框架 一级 抗震设防 丙类 抗震措施烈 7度 核心筒剪力墙 级 结构安全 二级（Y 负一层~5层 框架 特一级 场地类别 11类 等级 =1. 0) 核心简剪力墙 特一级 基础设计 甲级 特征周期 0. 35s 6~37层， 41~屋面 框架 一级 核心简剪力墙 抗震计算 一级 7度 阻尼比 0. 05 38、39、40层（加强 框架 特一级 注：核定结构单元总人数小于80000，故设防类别为丙类.
层及其相邻层） 核心筒剪力墙 特一级 4结构布置思路 （1）由于采用钢筋混凝土结构，结构高度达230米，地面以上有54层，且柱间距达到10米以 上，在重力荷载作用下框架柱的轴力较大，为尽可能增加建筑的实用面积，结构采用钢管混凝 土柱，以减小柱截面尺寸.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 10Z （2）Y向结构高宽比及核心筒高宽比均较大，使Y向抗侧刚度偏弱，在Y向风荷载作用下普通 的结构形式难以满足规范对抗侧刚度的要求，故采取了以下加强措施： 1）利用建筑的避难层设置加强层以提高结构Y向的侧向刚度： 利用39层 运难层设 置加强层 图7下部楼层结构布置图 图8中部楼层结构布置图 2）Y向的边框架梁高提高至900mm： 3）利用低层区的电梯间在结构下部 楼层布置了剪力墙.
具体示意如图 69.
5加强层敏感性分析 为分析加强层设置在哪个部位 图6设加强层 最有效和最经济，以及加强层伸臂 类型、框架柱、框架边梁尺寸等因素对结构整体刚度 图9上部楼层结构布置图 的影响程度，现以钢桁架加强层方案为例，作详细的 敏感性分析如下： 5.1加强层竖向位置的选择 （1）方案 可设置加强层的位置沿高度分别为：13 层（第一避难层）、22和23层（第二避难层）、 39层（第三避难层）.
分别对比以下4个方案： A-1、不设置加强层： A-2、在第三避难层设置一道加强层： A-3、在第二、三避难层设置两道加强层： A-4、在第一、二、三避难层设置三道加强层： 如图10所示.
（2）分析 TAN7 各方案的层间位移角曲线对比如图11所 示（层间位移角限值为1/524），由图可知，在 第三避难层设置加强层效果比较显著.
在第 二避难层设置加强层效果微小，在第一避难 层设置加强层基本无效.
分析其原因，应与核心筒沿全高的整体弯 曲变形形状有关，简体和剪力墙的整体弯曲 方案A-1 方案A-2 方案A-3 方案A-4 图10-加强层竖向位置示意
（3）结论 可以只在第三避难层即39层设置一 道加强层.
5.2加强层桁架平面位置的选择 （1）方案 分别计算对比以下5个方案： 方案B-4（设两福伸臂） B-1、不设加强层： B-2、设置四福伸臂和两福腰桁架： B-3、设置四福伸臂桁架： B-4、设置两福伸臂桁架： B-5、设置两福伸臂桁架和两福腰桁架： 如图12所示.
（2）分析 各方案的层间位移角曲线对比如图 13所示，由图可知，随着桁架福数的增 加结构的侧向刚度逐渐提高，但B-2与 方案B-5（设两福伸臂架和两福腰桁架） B-5相比去掉中间两福伸臂后刚度变化 不大（位移角分母贡献增量仅为13），故 图12加强层桁架平面位置示意 知其贡献较微，而中间两福伸臂桁架作 用最大（位移角分母贡献增量为46），其次为腰桁架（位移角分母贡献增量为36），效果也较为 明显.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 10Z 中间两福伸臂之所以作用不大，是因为它 实际只有一半的伸臂作用.
蓝色区城柱子加大至1400 （3）结论 可以采用方案B-5两福伸臂桁架和两福腰 桁架.
5.3框架柱直径的敏感性分析 YA风作用下显网移角 方案C-2 蓝色区城柱子加大至1400 0 0090 000 0 000 0 00150 0039 家网民移角 图13B各方案层间位移角曲线 方案C-3 （1）方案 蓝色区城柱子加大至1400 分别计算对比以下4种方案： C-1、框架柱直径全部为1300mm; C-2、第39层以下全部柱直径加大至1400mm： C-3、第39层以下12根柱直径加大至1400mm： C-4、第39层以下4根柱直径加大至1400mm 如图14所示.
Y向风作用下层间位移角 ss-1/529 方案C-4 50 -1.557 图14框架柱直径增大部位示意 1H5/1-581=) 49 （2）分析 各方案的层间位移角曲线对比如图15所示，由 图可知，随着加大直径的框架柱根数增加的结构的 侧向刚度有所增大，但效果不明显，且增加框架柱 的直径对结构的成本和建筑使用面积的影响较大.
（3）结论 19 在满足侧向刚度的条件下尽量选用直径较小的 框架柱，底层柱直径均为1300mm.
0 0000 0 0005 0 0010 0 0015 0 002) 层润位移角 图15C各方案层间位移角曲线
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夏绪勇-柱双偏压配筋与PKPM程序应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 柱双 偏压 配筋 与PKPM 程序应用 夏绪勇 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司PKP设计软件事业部，北京10013） 摘要：柱的单、双偏压配筋设计方法及柱配设计结果的差异，一直是设计人员比较困惑的问题.
针对该问题 系统介绍了柱单、双偏压配筋设计方法差异及二者的适应性进行对比分析说明，结合PKPM软件配筋的设计实现， 介绍双偏压配筋设计在结构设计软件中应用，给设计人员应用软件提供参考.
关键词：钢筋混凝土柱、双偏压，配筋设计，PKPM 1前言 柱的双偏压配筋设计从02版《混凝土结构设计规范》提出，已经历比较长的工程设计实践应用，但 是对于柱单、双偏压设计方法计算前提、设计原理及适用条件，很多设计人员还是感觉比较困惑.
本文 通过单、双偏压设计技术条件的对比，在不同条件下设计结果的差异对比，说明柱单、双偏压计算假定 与配筋设计适用前提.
在PKPM程序中，设计参数中提供了单、双偏压的设计选项，对于角柱或异形截面柱，程序自动采用 双偏压配筋设计，在前面自动设计流程中，如果选择的是单偏压设计，施工图软件中还提供了根据最终 实配钢筋的双偏压校核功能，这些功能如何结合起来应用，本文也做了较详细的介绍.
双偏压配筋设计具有解不唯一性，如何在多解的情况下，获得相对比较合理的设计结果，本文结合 PKPM中柱双偏压设计程序实践，对双偏压调整配筋设计流程也加以介绍.
2柱单、双偏压计算前提与适用条件 2.1柱受力状态与单、双偏压设计 [al) 轴心受力 (b)单向偏压 (c双向偏压 图1柱受力状态 作者箕介：夏绪勇（1976.10），男，硕土，副研究员
当一个方向弯矩相对另一个方向弯矩小到可以忽略不计，可以视为单向 偏心受力，多数排架结构柱处于单偏压状态.
如果两个方向的弯矩均不容忽略，则柱处于双向偏心受力 状态，框架结构柱多数处于双偏压状态.
矩形截面柱按单向偏心受力构件计算配筋，计算方法简单，可以手工计算，是传统的柱子配筋方法.
种特例，因此按双向偏心受力构件计算配筋是柱子配筋的通用方法，适用于柱子的各种受力情况.
“ 2.2柱单、双偏压设计结果的差异比较 柱自身在不同受力状态下，采用单、双偏压配筋设计，会带来不同的结果差异，下面通过一个算例 来加以比较.
算例：柱1、柱2的几何信息相同，截面尺寸b×h=600mm×600mm，计算长度1=4.125m，混凝土强 度等级C40，保护层厚度20mm，采用HRB335级钢筋.
柱1为角柱，在恒、活荷载下就有较大的双向弯矩， 同一组合中双向弯矩都比较大：柱2为对称结构的中柱，在恒、活荷载作用下梁端负弯矩相互抵消，恒、 活弯矩非常小，柱端弯矩主要由风或地震作用产生，在不考虑双向地震作用前提下，风和地震都是分方 向单向作用，所以同一组合中，只有一个方向弯矩较大，另一个方向弯矩相对较小.
表1中列出了柱1、 柱2相对形心主轴的典型组合下的控制内力.
柱1、柱2分别采用单双偏压进行配筋设计，配筋设计结果见表2.
表1柱组合内力表（典型部分） 柱1（角柱） 柱2（中柱） 组合号 N[kN] M (kN.m) M (kN.m) N[kN] M (kN.m) M (kN.m) 1. 3580. 37 282. 12 282. 12 4547. 23 90.94 90.94 2. 1582. 54 314. 08 213. 96 3581. 18 287. 36 71.62 3. 2518. 51 234. 44 576. 17 3581. 18 71.62 287. 36 4. 2518. 51 576. 17 234. 44 2543. 23 808 66 50. 86 5. 2934. 26 279 40 621. 13 2543. 23 50.86 808. 66 6. 2934. 26 621.13 279. 4 2543. 23 912. 21 50.86 7. 2575. 02 624. 27 235. 68 3051. 87 922. 38 61. 04 8. 2575. 02 235. 68 624. 27 3051. 87 61.04 922. 38 9. 2990. 77 280. 64 669. 23 2543. 23 50. 86 912.21 10. 2535.88 210. 06 112. 43 3051. 87 922. 38 61. 04 表2柱单、双偏压配筋结果对比 单偏压 双偏压 单双编压 A_(mm²) A (mm²) A(mm²) A_(mm²) p 差异比 柱1 1064 1064 0.90% 1431 1431 1.31% -31.3% 柱2 2792 2792 2.82% 2220 2220 2.18% 29.4% 从上面算例可以看出，当柱同一组合中双向弯矩都比较大时，单偏压配筋结果会较双偏压小，如果
2.3柱单、双偏压设计适用条件 当柱各组内力，都是当某一方向弯矩较大时，另一方向弯矩相对比较小（如上例中的柱2），这咖 果选择单偏压设计，由于每边配筋设计都取对应边最不利荷载组合求出钢筋面积，面两个方向计算钢筋 面积的控制最不利荷载组合不可能同时发生，再加上计算某一对边钢筋面积时，未考虑另一对边上的钢 筋起的作用，这时的配筋结果一般是偏于安全的.
但是当柱两个方向的弯矩都比较大时（如上例中的柱1），如果还是按单向偏心受力构件计算每一个 对边，这种设计方法是一种简化设计方法，实际他们是不等效的，两个方向弯矩都分别对应全部的轴压 力作用计算，相当于轴压力重复计入，通常偏压情况下轴压力对钢筋的受拉会有抵消作用，这样设计的 结果会比直接按双偏压设计结果偏小.
图2双偏压简化为两个单偏压配筋设计 如上所述，柱如果同时存在双向弯矩都较大情况，不适合直接采用单偏压配筋结果进行配筋设计， 这时一般可以采用下面措施： 1）按单偏压设计，补充双偏压校核，不满足时加大钢筋面积： 2)直接按双偏压设计.
3PKPM中柱配筋设计应用 3.1柱配筋设计参数与程序约定 PKPM的结构分析设计程序（SATWE、PMSAP、TAT）中都提供了柱按单、双偏压配筋设计的参数选择 （见图3示）.
M'2010 CRERLAN MCAD SATWE KIPETO F" MSAP sRse: SAPS stta SATWES4 sans - IVL XCAD PAAD SATWE-4 图3柱单、双偏压配筋选择（以SATVE为例） 图4设置双偏压配筋最大角筋直径（对SATWE、PMISAP均有效）
当前组合号tb0 PKPM程序中还提供了干预双偏压角筋的参数设置（如图 4示），防止程序中自动双偏压配筋设计中角筋过大问题.
当前组合号lb-lib1 3.2柱双偏压合理配筋设计方法 双偏压配筋设计具有解不唯一性，当承载力不满足时， 提高任意方向钢筋面积，都可以起到提高承载力的目的.
如 校核当前组合、当前配筋下 何在多解的情况下，获得相对比较合理的设计结果，这就涉 的承载力 及到双偏压优化配筋问题.
是 图5为PKPM双偏压配筋设计流程，为了确保双偏压配 承载力满足？
调控配肪 筋的合理性，在上述流程中下面几点最为关键： 1综合考虑构造配筋与单偏压的配筋结果，确定两个 是 方向的初始钢筋： 2）对柱组合内力预先排序，先按两个方向弯矩差 Ib<Nb 异小的组合调整配筋，防止首先设计单方向弯矩大 的组合，导致配筋结果畸形： 3）当承载力不满足时，对两个方向钢筋预调整，判断 记录最终配筋结果 哪个方向增加钢筋对承载力提高更有效，这时优先 提高有效侧的配筋面积. 结束 图6为同一工程采用不同双偏压设计流程设计出来的不 同结果，二者设计结果双偏压都是满足要求的，但是两个方 图5双偏压配筋设计流程 向的配筋结果却有很大差异，配筋结果1是按上述流程的 PKPM2010新规范版软件的配筋结果，与柱相连的梁跨较大的主受力方向柱配筋较大（26cm²），而与小 跨方向柱受力较小，配筋也较小（12cm²），配筋结果与受力结果是一致的，配筋结果2是另一款软件的 配筋设计结果，柱主受力方向配筋小，而次受力方向配筋大，配筋大小与主受力方向相反，从而导致全 截面配筋率也明显增加. 从上面的比较可以看出，不同的配筋设计流程，会带来不同的双偏压配筋结果. 双偏压优化配筋设计，需要有一个合理的设计流程. .001 yL004 (0.20 d (1.28) ...r （a）配筋结果1 （b）配筋结果2 图6双偏压不同配筋设计结果 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 3.3柱单偏压配筋双偏压校核设计 因为单偏压设计方法简单，可以手工计算，属于传统的柱子配筋方法，很多设计人员习惯采用单偏 压配筋设计. 根据前面的讨论，单偏压结果在有些情况下可能是不安全的，因此需要根据实配钢筋进行 双偏压校核. PKPM混凝土施工图程序，提供了根据实配钢筋，采用三维分析柱全部组合内力进行双偏压校核的功 能（如图7示），当双偏压校核不满足时，可以手工增加实配钢筋，重新进行校核，直到满足要求. 通过 这种方式可以有效的杜绝单偏压设计在某些情况下配筋存在不安全隐忠问题. 图7PAAD模块根据实配双偏压校核配筋 4小结 通过前面的介绍，对于柱单、双偏压配筋设计小结如下： 1）单偏压是双偏压的特殊状态，双偏压配筋设计方法是柱配筋设计的通用方法： 2）单向偏心受力构件计算配筋，是传统的柱子配筋方法，计算方法简单，对于分组合都是单向偏 心为主的柱构件配筋设计，采用单偏压配筋方法是相对保守的设计方法，可以满足安全性要求，但是当 柱同一组合中双向弯矩都比较大时，单偏压配筋设计结果是不安全的，需要按双偏压设计或者在单偏压 设计基础上进行双偏压校核并调整配筋： 3）双偏压结果不具唯一性，采用合理的配筋设计流程，优化两个方向的配筋设计是关键，PKPM当 前配筋流程能保证相对合理的配筋设计结果，同时还在进一步研究更加合理的双偏压配筋选代优化方法， 将在新版软件中采用. 参考文献 [1]钢筋混凝土构件设计原理及算例.北京：中国建筑工业出版社，2005
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周文源、邵强等-某B级高度混凝土超高层结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某B级高度混凝土超高层 结构设计 周文源 ，邵强 ，单瑞增，位立强，李芊，陈肖达 （1、2.大连万达商业地产股份有限公司.
北京100263、4、5、6.北京市建筑设计研究院有限公司，北京100054) 提要：本文以某B级高度钢筋混凝土超限高层写字楼抗震设计为例，从弹性反应谱分析、弹性时程分析和弹塑性 分析几个方面，详细闸述了在进行类似超限工程的抗震设计时，必须满足的抗震设计指标和设计方法，并指出应 重点关注的抗震概念设计.
关键词：B级高度，超高层：超限：弹性时程：弹型性 1工程简介 本项目位于8度地区，I类场地土，总建筑面积16万㎡²，地上11.2万m²， 地下4.8万㎡².建筑设四层地下室，地上由A座塔楼、B座塔楼、裙房三部分 组成.
地下部分连成整体，地上各部分之间设防震缝分为独立的结构单元.
建筑效果图如图1所示.
地下4层到地下1层的层高分别为3.8m、3.8m、3.8m、6.0m.
主要建 筑功能为人防、停车库、厨房、机房等.
裙房为地上4层，结构高度22m， 首层层高6m、二层~四层层高均为5.4m，建筑功能为大堂、商业、餐厅、 会议和多功能厅等：A座塔楼地上29层（包括避难层），主体结构高度 137.4m，平面为39mX39m矩形，结构形式为钢骨混凝土柱钢梁钢筋砼 混凝土核心筒混合结构.
B座塔楼地上25层（包括避难层），主体结构高度 118.8m，平面为46.2mX37.2m矩形，结构形式为钢筋混凝土框架-核心筒结 构，为B级高度钢筋混凝土结构，局部4根框架柱为钢骨柱.
裙房以上塔 楼各层层高均为4.5m，避难层层高6.6m，建筑功能为办公.
本文主要介绍B座塔楼的结构设计工作.
图1建筑效果图 2结构体系 B座塔楼主体结构高度为118.8m，至出屋顶机房层高度为124.0m，根据“高层建筑混凝土结构技术 规程”（JGJ3-2010，以下简称“高规”）第3.3.1条规定，属于B级高度钢筋混凝土框架核心筒结构，属超 限高层建筑结构.
塔楼主体结构的高宽比3.19，核心筒的高宽比8.1. 综合本工程特点与建筑功能要求，采用钢筋混凝土框架-核心筒结构，由外框架和内核心筒体组成双 重抗侧力结构体系，以抵抗风和地震产生的剪力及倾覆弯矩等水平作用.
标准层局部有5m左右的外挑， 周文源（1978-男硕士高级工程师
B座主塔楼 平面呈37.2mX46.2m长方形，核心筒平面为15.4mX23.9m，结构整体计算模型中，上部结构嵌固部位为 地下二层顶.
全楼采用钢筋混凝土梁板体系，局部区域为钢梁现浇钢筋混凝土楼板.
标准层楼板厚度110mm，部 分较大跨度楼板为130mm：避难层考虑部分为设备机房、楼板厚度取150mm：屋顶层楼板厚度取150mm.
(a)整体结构 (b)混凝土核心筒 (c)外框架 图2结构主体示意图 本工程地下室的结构长度190mx79m，超过规范限值，为解决温度、混凝土的收缩问题，主要采取以 下措施：①在适当的部位设置施工后浇带：②在基础底板、地下室各层顶板及外墙的混凝土中掺入聚丙烯纤 维：③适当提高地下室各层顶梁板和外墙水平筋的配筋率：④要求采用低热水泥，基础底板采用混凝土60 天龄期强度：5要求加强混凝土的养护等措施，以增强地下室的抗收缩应力能力.
3超限情况分析及结构措施 本工程为B级高度钢筋混凝土结构.
结构体型比较均匀对称，框架抗震等级取为一级，核心筒抗震等级取 为特一级.
主要采取以下结构措施：用两个不同力学模型的计算程序进行小震反应谱对比分析，验证分析 结果有效性：进行小震弹性时程分析，补充反应谱分析结果：D轴、E轴交16轴、21轴的四颗外框柱和 柱间框架梁，负担大跨悬挑梁，增设钢骨增加其承载能力和延性，抗震等级提高至特一级：验算小震时， 核心筒连梁取0.2折减系数后，框架柱的承载力，确保二道防线的作用：根据弹塑性分析结果，核心筒剪 力墙底部加强区墙体分布筋最小配筋率提高至0.45%，一般墙体竖向配筋率最小配筋率提高至0.40%，约 束边缘构件的设置高度提高3层，以减少大震时的破坏程度.
4弹性反应谱计算 4.1多软件对比计算 超限工程一般要求至少采用两款不同力学模型的分析软件进行对比计算，以确保计算分析的正确性.
本工程的整体结构弹性反应谱法计算，采用SATWE和MIDASBUILDING程序进行校核，提高整体结构的计 算结果的可靠性.
应用上述两种软件分别从结构总质量、基底剪力、各层地震剪力、基底减重比、基底总
表2（地震作用计算对比） 类别 SATWE MIDAS BUILDING B1层以上恒载产生的总质量（） 82318 83826 B1层以上活载产生的总质量（) 1165 6083 B1层以上结构的总质量（) 88230 89909 方向 X A A 地 基底剪力(kN) 26345 27416 26306 27517 震 基底剪重比 2.99% 3.11% 2.98% 3.12% 作 基底总顿覆弯矩（kNm) 用 (CQC) 2666997 2730655 2567485 2687191 表3（位移计算结果对比） SATWE MIDAS BUILDING 类别 地震作用 地震作用 X Y X 顶部最大位移mm 113 102 120 115 最大层间位移角 1/895 1/924 1/1002 1/965 所在楼层 15 15 15 15 最大层间位移比 1.34 1.30 1.36 1.29 所在楼层 1 1 1 1 表4（结构周期和振型计算结果对比） 报型 SATWE 结果 MIDAS BUILDING 结果 周期 平动系数 扭转系数 周期 X向平动因子 Y向平动因子 扭转因子 1 2.91 1.00(0.980.01) 0.00 2.80 92.63 2.99 0.28 2 2.73 0.98(0.010.97) 0.02 2.68 2.94 89.21 3.94 3 2.06 0.02(0.000.01) 0.98 2.18 0.28 2.50 86′96 4.2层侧移刚度比及抗剪承载力比 根据“高规”3.5.2条，对框架核心筒结构“楼层与相邻上层的侧向刚度比v不宜小于0.9，当本层层 高大于相邻上层层高的1.5倍时，该比值不宜小于1.1” 根据“高规"3.5.3条，“楼层抗侧力结构的层间受剪承载力不宜小于其相邻上一层受剪承载力的80%”， B级高度“不应小于其相邻上一层受剪承载力的75%” 图3为相邻层侧移刚度比曲线，可见B座塔楼各层与上一层侧移刚度90%、110%比值均大于1.0，无 侧向刚度不规则的楼层.
图4为相邻层抗剪承载力比曲线，可见B座塔楼各相邻层抗剪承载力比值均大于0.8，无抗剪承载力 突变的楼层.
4.3楼层剪重比和框架承担的地震剪力比 剪重比是反应结构刚度情况的重要指标，刚度相对较小的超高层建筑容易出现剪重比不满足的情况.
一般认为，剪重比差值比例和不满足层数均应控制在15%以内，否则说明结构刚度不足，应调整结构布置.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 23 221 2 221 - oe -X向 18- 一X向 2 规在限值(60%) YA Y 18 尿 14.1 12 2 10 2 0.0 000502030405060708091013121314151417181920 相多层例移剧度比(SATWE) 相部层抗劳承载力比[8ATWE) 图3相邻层侧移刚度比图 图4相邻层抗剪承载力比 多遇地震作用下，SATWE算得的楼层剪重比、框架承担的地震剪力图5和图6所示.
由图5可见， 仅有结构底部两层剪重比不满足高规4.3.12条的3.2%限值，最小的为2.99%，与规范限值相差7%，其余 各层均满足.
结构设计中底部总剪力和各层剪力将按照抗规5.2.5条的相关要求进行调整.
2 2 22 20 YA 10% 2 8% 6 e 12 热限值.2%） 2 10 3 00102000000000000 模显病董L(SATWE) 新架柱承担地霜费力比 图5楼层剪重比 图6框架柱承担地震剪力比 “高规”对抗震设计的筒体结构中框架部分承担的地震剪力有明确的要求.
超高层建筑由于核心筒刚 度相对较强，容易出现框架部分承担地震剪力不满足最低10%的要求.
这里需要注意的是，各层中地震剪 力最大的一层满足10%要求即可，但是如果有加强层的话，不应将加强层和上下层计入.
由图6可知，结构各层两个方向框架部分承担的地震剪力基本在10%~16%之间.
设计中将根据“高 规”第9.1.11条规定分别对各层框架柱承担的地震剪力标准值进行调整，相应框架柱端弯矩及与之相连框 架梁端弯矩、剪力进行相应调整.
第15层框架柱承担剪力比例有较大下降是因为本层是避难层，层高6.6m.
其上下标准层层高为4.5m，但由7.6节可知，本层的刚度比和层抗剪承载力比均满足规范要求.
4.4核心筒连梁刚度折减系数取0.2时框架柱承受剪力复核 为了确保框架部分作为“二道防线”的有效性，在核心筒连梁开裂较多后能够承担转移到框架部分上 的地震剪力，验算了连梁刚度折减系数为0.2时，框架柱所承担的地震剪力，结果见图7.
从图中可知， 核心筒连梁刚度折减系数取为0.2时，两个方向的框架柱所承担的地震剪力有不同程度的提高，大部分楼 层的框架剪力比例达到了12%~18%，此时框架部分仍然处于弹性阶段，设计中框架柱按两种连梁刚度模 型取不利配筋.
4.5框架与核心筒承担的倾覆弯矩比较 按照“高规”第8.1.4-2条要求，基底框架部分承担的地震倾覆弯矩与总倾覆弯矩，其比值一般应控制 在10%~50%之间.
图8为X、Y方向各层框架承担的倾覆弯矩比.
由图可见，满足规范要求.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2 -XA 2 24 YA 10% 22 -X 2 8% 20 10% HA 18] 1 50% 12 14- 12 10- - 4 2 2 0- 0.04 0.00 0.12 9.200.24 0.1 0.2 0.5 060.7 规定水平力作用下架柱承担始厦力矩比 00 板架柱承担地震剪力比 图7框架柱承担地震剪力比（连梁折减系数0.2） 图8框架部分承担的地震倾覆力矩比 5弹性时程计算 根据“高规”4.3.4条规定，本工程实例属于8度1I类场地上，高度大于100m的丙类高层建筑结构， 需采用弹性时程分析法进行多遇地震下的补充计算.
根据“建筑抗震设计规范”（GB50011-2010，以下简称“抗规”）的相关要求，所选地震波持续时间应 大于5倍结构基本自振周期，同时满足规范对时程曲线的频谱特性、有效峰值的要求，且与抗震设计反应 谱“在统计意义上相符”.
所谓“在统计意义上相符”指得是各地震波加速度谱的平均值与规范反应谱对 比，在结构主要周期点上相差不超过20%.
同时要求单条地震波算得结构底部剪力与反应谱法结果比值应 在65%~135%范围内，各条地震波平均值与反应谱法计算结果应在80%~120%范围内.
另外需要注意，所选天然波应该是经过零线修正的数据.
另外，对于高度较高，周期较大的超高层， 选取地震波时应注意最大可用周期（最小可用频率）问题.
图9为本工程采用的7条地震波加速度谱与规范反应谱的对比.
可见前3周期与规范反应谱相比最大 差值为18%.
0.3 机在语 均 2.909222001 1.18 NGA_SS.PES 19 -12 -01% NGA_299NCHIGHI0LGIF116_PS1_ -37% 35 0.1N 12 0. LIGNPNLIOLSI -91 -12 -15 12.19.1L人工海LTg(0.3 12512 10E 0.13 0.8 0. 7 L 1.50 00 图9各地震波加速度谱与规范反应谱对比 关于地震波的数量，“抗规”规定至少应选取3条波，其中2条天然波和1条人工波，计算结果采用 包络值.
如采用7条及以上的地震波，满足三分之二天然波、三分之一人工波，计算结果可采用多波计算 结果平均值.
本工程采用7条波，其中5条天然波，2条人工波.
时程分析的各层地震剪力包络值（平均值）应与反应谱分析法结果进行对比.
对于大于反应谱分析结果 的楼层，应按照比例放大其地震剪力.
一般情况下，由于时程分析更能体现高振型的影响，结构顶部楼层
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周建龙-包联进等-超高层建筑塔冠结构设计与研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 超高层 建筑塔冠 结构设计与研究 周建龙 ，包联进 ，陈建兴，钱鹏，方义庆，吴思宇，汪大绥，陆道渊 （1.华东建筑设计研究院总院，上海200002） 提要：超高层建筑塔冠超高层建筑塔冠由于部位高且造型特殊，结构选型、分析和设计与普通结构相比有其独特的要 求.
本文以大连绿地中心塔冠为例，从塔冠对整体结构设计的影响、减小风荷载策略、塔冠结构选型、塔冠结构分析 和塔冠结构设计等方面对超高层建筑的塔冠结构设计中的关键问题进行探讨和研究.
分析表明，塔冠风荷载对塔楼结 构设计影响很大，应采取开洞、开孔或其他措施减小风荷载：塔冠鞭梢效应较大，可采用加速度放大系数和楼面谱法 分析确定：塔冠结构设计除了普通结构需考虑的问题之外，还需重点关于塔冠结构抗震性能目标、塔冠支座的嵌固作 用、疲劳问题和施工可行性等.
关键词：超高层建筑，塔冠，风荷，鞭梢效应，劳 1引言 塔冠位于建筑的最顶端，是整个建筑物曝光率最高的部位，塔冠往往 是整个超高层建筑立面的点晴之笔.
塔冠造型不仅要与塔楼整体相吻合， 又要足够特殊以符合代言整个建筑的角色，塔冠造型因此比塔楼特殊复杂.
塔冠一般没有使用功能，不含计容面积，因此设置塔冠可在保持建筑面积 不变的前提下提高建筑物的高度.
当前，为争夺城市、地区、国家甚至世 界超高层建筑的最高点，超高层建筑的塔冠高度呈逐渐增大的趋势.
超高 层建筑中，塔冠高度的增加和塔冠造型的特殊不仅对塔冠本身的结构提出 更高的要求，也对整体塔楼的结构设计带来不可忽略的影响.
大连绿地中心的建筑高度518m，塔冠高度117m，塔冠高度比例高， 塔冠高度与下部主体结构高度比为0.29.
且塔冠体积大，造型特殊（如图 1）.
本文以大连绿地中心塔冠为例，从塔冠对整体结构设计的影响、减小 风荷载策略、塔冠结构选型、塔冠结构分析和塔冠结构设计等方面对超高 层建筑的塔冠结构设计中的关键问题进行探讨和研究.
2塔冠对塔楼整体结构设计的影响 图1大连绿地中心效果图 塔冠一般没有使用功能，竖向荷载主要为结构自重、幕墙、检修通道和设施，塔冠传给塔楼主体结构 的竖向荷载不大.
塔冠位于建筑的顶部，承担较大的风荷载.
该风荷载通过塔楼主体结构传递至地面，在传递过程中， 引起较大的水平剪力和倾覆弯矩.
超高层建筑中，塔冠风荷载引起的倾覆力矩占塔楼倾覆力矩比例与普通 建筑相比更高.
超高层建筑结构自身周期较大长，地震作用下，顶部塔冠引起的鞭梢效应相比普通建筑更 基金项目：“十二五“国家科技支撑计划课匿（2012BAJ07B01) 作者简介：周建龙（1965-)，男，教授级高工
为抵抗塔冠水平力引起的附加倾覆力矩，需增加塔楼主体结构的刚度.
当不改变塔楼主体结构体系， 为提高塔楼的刚度，需增大抗侧力构件截面尺寸.
超高层建筑结构中，抗侧力构件的重量占结构自重的比 例可达60-70%，抗侧力构件截面尺寸的增大在增大结构抗侧刚度的同时会显著增加结构的自重.
表1为大连绿地中心塔冠风荷载引起的剪力和倾覆力矩与整体塔楼的剪力和倾覆力矩的比较.
由于塔 冠高度比例较大，无塔冠的模型要比有塔冠的模型的风荷载要减小10%左右，基底的倾覆力矩可减小达20% 左右.
表1有、无塔冠塔楼的风荷载比较 无塔冠模型 有塔冠模型 （无塔冠-有塔冠有塔冠 X向 Y向 x向 Y向 X向 Y向 基底剪力(kN) 76877 81921 85179 93021 -9.7% -11.9% 基底顿覆力矩(kN-m) 20959883 22638300 25068492 28139084 -16.4% -19.5% 在满足相同层间位移角的前提下，无塔冠的结构抗侧力构件截面尺寸可大幅减小约25%，结构自重可 从41.6万吨减小到35.6万吨，减轻14.4%，墙、巨柱的用钢量也可相应减少.
以上的分析说明本结构的塔冠是影响整个结构设计的一个至关重要的因素，需特别关注.
31 塔冠结构风荷载的应对策略 当塔冠高度比例较大时，塔冠的风荷载对结构设计会产生巨大的影响，因此减小风荷载应在塔冠造型 方案过程中就加以考虑.
大连绿地中心方案设计阶段，结构就与建筑、风工程等专业一起协作，探讨减小 塔冠风荷载的造型，包括采用在塔冠开大洞、设置透风孔、采用锥形化的造型等，并进行开孔率对塔冠风 荷载的影响研究.
最终，塔冠保持建筑预想造型外，在三个凹面开了大洞，在三个垂直面设置开孔.
对不 同透风孔开孔率下塔冠的风荷载进行研究，当塔冠开孔率由25%增加到50%时，塔冠承担的风荷载减小约 26%.
4塔冠结构体系选型 (a)框架支撑体系 (b）空间网格体系 (c）斜交网格体系 图2塔冠结构体系
表2从结构的抗侧效率、杆件截面大小、节点的连接与构造、主体结构的连接 和制作安装的难易程度来评判，其中A表示最优，C-表示最差.
表2各方案的比较 结构体系 抗侧效率 杆件截面大小 节点的连接与 与主体结构的 制作安装的难 构造 连接 综合评价 框架支撑体系 A- B A A A A 空间网格体系 B B B B B B 斜交网格体系 A A c B B B 从上表的分析结果来看，各方案由优到差的排列顺序依次为框架支撑体系、空间网格体系与斜交网格 体系，因此建议采用框架支撑体系.
5塔冠鞭梢效应分析 5.1塔冠结构分析模型 塔冠结构分析分别采用含下部主体结构的整体模型和单独塔冠模型进行.
整体模型可全面考虑塔冠鞭 梢效应，地震作用下塔冠的受力和变形更加合理.
单独模型在塔冠结构的调整和承载力校核时更加方便.
但单独模型中，地震作用、风荷载和温度作用下塔冠的内力需进行调整，使结构、构件的受力与整体模型 计算结果相符.
塔冠结构的分析模型如图3所示.
(a)单独模型图 (b)整体模型图 图3塔冠结构分析模型图 5.2塔冠结构基本周期 在塔冠坐落于刚性地坪的假定条件下，塔冠的第一、第二周期分别为1.145s及1.145s.
振动形态均为 整体结构的左右摆动，第三周期为0.783s，其振型模态为整体扭转，振型模态见图4.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 T1=1.145s T2=1.145s T3=0.783s 图4塔冠结构的振型模态 5.3鞭梢效应分析 （1）塔冠底部加速度放大系数 为了确定塔冠结构的鞭梢效应，采用Sap2000软件对含有塔冠结构的整体模型进行了弹性时程分析.
输入5组天然波和2组人工波，得到塔冠支座节点处（如图5所示）的最大加速度响应与输入加速度的比 值（表1），由此确定鞭梢效应引起的塔冠地震作用放 大系数.
单独模型分析中，偏于安全考虑鞭稍效应， 水平地震作用放大系数取为3，竖向地震作用放大系 数取为6.
表3震作用放大系数 点号 放大倍数 a 1 2.4 1.6 4.0 2 2.0 2.4 4.0 3 2.1 2.1 4.3 4 1.9 1.9 4.2 5 1.9 1.6 3.7 图5塔冠底部提取加速度的位置 （2）楼面谱分析 考虑塔冠鞭梢效应的特殊性，采用楼面谱分析，验证塔冠地震放大系数的适用性.
将上述5组天然波 和2组人工波在点1处产生的加速度相应进行傅里叶变换，得出点1处的楼面谱，并将其与按上文计算出 的地震作用放大3倍后的反应谱进行比较，如图3~图5所示.
可见，在塔冠结构主要的振型周期点上，按地震作用放大系数放大后安评反应谱与楼面谱的数值基本 相符，说明上文计算出的地震作用放大系数进行塔冠结构设计是合理的.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 020 安评x3 0.60 THISX 0.50 TH2SX TH3SX 0.40 THSSX TH4SX 地震影响系数a 0.30 TH6SX TH7SX 0.20 平均 TXI 0.10 TX2 0.00 90829722707819111018090020 0.10 周期(s) （a）x方向 0.70 0.60 安评x3 ASIHL TH2SY 0.50 THBSY ASH 地震影响系数α 0′°0 THSSY. TH6SY 0.30 TH7SY 平均 0.20 TYI TY2 0.10 000 0.10 周期(s) （b）Y方向 1.80 1.60 安评X6X0.65 THISZ 1.40 TH2SZ 1.20 TH3SZ 地震影响系数α TH4SZ 1.00 TH5SZ 0.80 TH6SZ TH7SZ 0.60 TZ1 0.40 0.00 0.0 0.2 0.4 0.6 0.8 1.0 1.2 14 1.6 1.8 20 22 周期(s} 2.4 2.6 2.8 3.0 3.2 3.4 3.6± 3.8 4.0 （c）Z方向 图6安评反应语与楼面谱的比较
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周坚荣、吴兵等-沈阳宝能金融中心T1塔楼Perform-3D动力弹塑性分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 沈阳宝能 金融中心T1 塔楼Perform -3D 动力弹塑性分析 周坚荣 ，吴兵，傅学怡，邸博，冯叶文 （深圳大学建筑设计研究院，深圳，518060) 摘要：沈阳宝能金融中心T1塔楼地上113层，建筑高度为565m，结构高度548m.
本文详细地介绍了该塔楼在七组地震 波、共14个分析工况的7度大震动力弹塑性分析的分析结果，计算表明：结构在大震作用下具有良好的抗震性能，满足一大 震不倒“的设防要求，实现预定的性能目标.
通过弹性与弹塑性大震对比，找到结构存在的薄弱部位，并进行加强.
最后， 总结本工程借助PERFORM-3D程序进行动力弹塑性分析分析存在的间题和经验，供广大工程人员参考和借鉴.
关键词：抗震性能动力弹塑性分析弹性与弹塑性大震对比PERFORM-3D 1工程概况 沈阳宝能金融中心项目位于沈阳市沈河区，总用地面积58424.1m²，总建筑面积107万m²，建筑基底 面积58424.1m².
其中T1塔楼地上113层，建筑高度为565m，结构高度548m，建筑效果图如图1所示.
T1塔楼包括8个由机电层及避难层分隔开的分区，在每个分区有8至15层层高为4.5m、6m的办公楼层.
顶层高27m高，为高级企业会所，屋面以上有17m高的玻璃幕墙.
每区有2层用作机电层和避难层综合 功能，分区示意图如图2所示.
塔楼平面为四角内缩的正方形，中部楼层以下随高度上升略有外扩，中部 楼层以上逐渐缩小，楼层平面的变化表现为外围的幕墙以及巨柱的向外、内倾斜.
在地面层至30层，巨柱 向外略有倾斜（基本保持竖直），而76层以上则向靠近核心筒以倾斜，典型平面图如图3所示.
图1建筑效果图 图2分区示意图 图3典型平面图 T1塔楼采用“劲性钢筋混凝土核心筒-外伸臂外围巨型斜撑框架"的抗侧力体系，如图4所示.
沿塔 楼全高设置4道外伸臂，使核心筒与巨柱有效地连接在一起，改善结构的性能和余度，增加结构抗侧刚 度.
在1~3、7区顶部的机电/避难层设置两层高的外伸臂，外伸臂与内埋于核心筒角部的钢管柱相连.
为 作者简介：周坚荣，男，19824出生，工程师
结合每个区的避难/机电层或机电层，在塔楼高度方向均匀布置八道周边带状桁架.
在1~8区布置两层 高的周边桁架.
带状桁架连接巨柱，将塔楼的外围形成巨型框架，承担大部分由侧向力引起的倾覆力矩.
1~4区带状桁架为空间双桁架，5~8区为单桁架，角桁架均为空间双桁架.
在每两个相邻的周边桁架间布 置一道巨型斜撑，斜撑连接相邻两根巨柱，在每个区始于下部周边桁架的上弦杆，止于上部周边桁架的下 弦杆.
底部结合入口大堂需要设人字形斜撑，上部采用单向斜撑，斜撑均居柱中布置.
此外，结构顶部 （108~113层）采用钢管混凝土巨柱带斜撑钢框架结构体系.
图4结构抗侧力体系示意图 沈阳宝能金融中心T1塔楼分别采用PERFORM-3D、ABAQUS程序进行动力弹塑性分析，两个程序分 析结果基本一致，其中第三方由广州容柏生建筑结构设计事务所运用ABAQUS程序进行复核.
本文重点 介绍PERFORM-3D程序的分析结果.
2弹塑性模型的建立与校核 2.1模型的建立 动力弹塑性分析目的在于捕捉结构和构件的破坏情况，发现结构是否存在薄弱部位.
因此，在保证计 算精度的前提下，应尽可能的简化计算模型，节省计算时间，抓住整体结构中主要抗侧结构体系的地震反 应.
基于以上考虑，PERFORM-3D弹塑性分析模型假定如下： 1）剪力墙、巨柱为包含弯曲和剪切变形的纤维墙单元.
墙单元是有4个铰点的矩形有限元，具有平面 内和平面外弯曲、轴向和剪切刚度，能模拟潜在的弯曲和剪切非线性行为（即开裂、屈服）： 2）连梁定义为FEMA梁模型.
该模型为弯曲弹塑性模型，能模拟连梁的弯曲非线性，能考虑反复荷载 下刚度、强度的损失： 3）伸臂、周边腰桁架、巨型斜撑、顶部钢结构等钢构件定义为具有非线性属性的杆系（梁、柱、支 撑）纤维单元： 4）考虑材料以及几何非线性（P-△效应），纤墙单元、杆系纤维单元材料均基于中国规范： 5）不考虑楼板作用，采用刚性隔板.
结构质量考虑为点质量，荷载（恒载、活载）考虑为点荷载： 6）结构嵌固端为地下室顶板： 7）混凝土构件配筋基于重力、风、小震组合设计及中震性能化设计下配筋的包络结果.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 装柜 巨型支撑 图5PERFORM-3D弹塑性分析模型示意图 加强层 2.2模型的校核 在PERFORM-3D模型中包含主要抗侧力构件如核心筒、连梁、巨柱、伸臂、腰桁架和巨型支撑.
在非线性分析之前，比较了PERFORM-3D模型和ETABS模型的质量、周期，两者比较接近如表1所示.
表1PERFORM-3D、ETBAS计算模型校核 周期 T1 T2 T3 PERFORM-3D(s) ETABS(s) 8.68 8.60 3.08 8.69 8.57 3.98 结构总质量() 6.698 E05(ETABS)、 6.721E05(PERFORM-3D) 3整体计算结果 3.1弹塑性分析整体指标 本工程选用符合规范要求的七组大震波（两组人工波、五组天然波）三向（1：0.85：0.65）输入，持 续时间50s，主方向地震波峰值为220Gal，阻尼比为3.5%，分别对结构X、Y两个主方向进行共14个工 况的罕遇地震下的弹塑性时程分析，表2-表3为结构在七组地震波作用下弹塑性分析整体结果汇总.
表2X向为主方向输入的整体计算结果 地震波名称 顶点位移（mm）（△/H) 107层以下最大层间位移塔冠钢结构最大层间位移 X向基底剪力（kx） 角（楼层） 角（楼层） /剪重比 L745-1 2182(1/251) 1/151(68) 1/108(111) 381311/5.67% L745-4 1332(1/411) 1/238(99) (111)611/1 344965/5.13% L0472 1944(1/282) 1/175(68) 1/105(111) 359170/5.34% L0473 1618(1/339) 1/206(68) 1/106(111) 1/187(99) 359787/5.35% 305483/4.54% L0031 1172(1/467) 1/85(111) L2614 1559(1/352) 1/157(68) 1/151(68) 1/147(111) 328865/4.89% L0781 1376(1/398) 1/121(111) 236452/3.52% 1598(1/343) 1/176 1/110 330862/4.92% 表3 Y向为主方向输入的整体计算结果 地震波名称 顶点位移(mm) (△/H) 107层以下最大层间位 塔冠钢结构最大层间位 Y向基底剪力（kN）/剪 移角（楼层） 移角（楼层） 重比 L745-1 L745-4 2091(1/262) 1/149(67) 1/123(111) 1/104(111) 368026/5.48% 1302(1/421) 1/221(101) 357341/5.32% L0472 1828(1/300) 1/197(68) 1/109(111) 359837/5.35% L0473 1521(1/360) 1/232(68) 1/110(111) 306050/4.55% L0031 1093(1/501) 1/230 (86) 1/154(68) 1/99(111) 300300/4.47% 346450/5.15% L2614 1517(1/361) (11)881/1 L0781 平均值 1353(1/405) 1/155(68) 1/140(111) 213470/3.18% 1530(1/358) 1/185 1/120 321639/3.79%
L0031波在0.1~2s区间能量较大，主要激发塔冠钢结构振动.
3.2弹性与弹塑性大震对比 弹性与弹塑性大震对比有重要的实际意义，不仅可以宏观上判断大震弹塑性分析的合理性，更重要的 是通过对比两者结果可以更好地寻找结构的薄弱部位.
需要指出，弹性与弹塑性大震对比应在同一软件输 入同一地震波前提下计算对比，两者唯一区别在材料是否考虑非线性.
下面给出本工程弹性与弹塑性大震 对比结果，表4、表5为基底剪力、顶点位移对比，图6、图7为位移角曲线、楼层侧移曲线对比（限于篇 幅关系，仅给出两组波的对比结果）.
由表4可知，弹塑性大震基底剪力与弹性比值X向为0.67~0.91、Y向为0.64~0.90，两个方向比值的均值 均为0.8，上述比值处于合理区间，说明本工程动力弹塑性分析结果的可靠性.
从表中可知，大震作用下， 结构进入弹塑性状态，具体表现在连梁屈服耗能、混凝土开裂等等，结构刚度较弹性阶段降低，塑性变形 越大，结构刚度降低幅度越大.
结构刚度的降低使弹塑性大震的基底剪力较弹性大震小.
由图7可知，弹塑性大震楼层侧移与弹性大震基本相当，由图7、表5可知，弹塑性大震顶点位移较弹性 基本相当，X向比值为0.8~1.0，平均值为0.87：Y向比值为0.86~0.99，平均值为0.90. 由图6可知，在人工波L754-1作用下，结构二、三、四区楼层弹塑性层间位移角曲线明显大于弹性曲线： 在天然波L0031作用下，结构二、四、六、七区楼层弹塑性层间位移角曲线明显大于弹性曲线.
基于以上对 比结果，对于弹塑性层间位移角曲线明显大于弹性曲线区域应重点考察，上述区域为结构塑性变形较大部 位，结构薄弱部位很大可能出现在上述区域的主抗侧力构件.
经考察分析，上述区域核心筒内墙（少量外 墙）出现的剪切应变相对较大，详见后文.
表4结构弹性与弹塑性大震基底剪力对比 X为主输入方向 Y为主输入方向 弹塑性(kN) 弹性(kN) 弹塑性/弹性 弹塑性（kN） 弹性(kN) 弹塑性/弹性 L745-1 381311 472670 0.81 368026 465470 0.79 L745-4 344965 441523 0.78 357341 430563 0.83 L0472 359170 449244 08′0 359837 444272 L0473 396687 0.77 0.81 305483 306050 402697 0.76 L0031 359787 397488 0.91 346450 385838 980 0.90 L2614 328865 381583 300300 351496 0.85 L0781 236452 354251 0.67 213470 335187 0.64 平均值 330862 413349 0.80 321639 402218 0.80 表5结构弹性与弹塑性顶点位移对比 弹塑性（mm） x为主输入方向 弹塑性（mm） Y为主输入方向 弹性（mm） 弹塑性/弹性 弹性（mm） 弹塑性/弹性 L745-1 2182 2419 0.90 2091 2359 0.89 L745-4 1332 1329 1.00 1302 2048 1316 0.99 L0472 1944 2179 0.89 1828 0.89 L0473 1618 1926 0.84 1521 1728 0.88 L0031 1172 1352 0.87 601 1231 0.89 L2614 1559 1895 0.82 1517 1695 0.89 L0781 1376 1720 0.80 1353 1581 0.86 平均值 1598 1831 0.87 1529 1708 0.90
下面分别给出核心筒、巨柱、关键部位钢构件（外伸臂、腰桁架、巨型斜撑及塔冠钢结构）非线性表 现.
4.1核心筒、巨柱、连梁 下面给出能量较大的人工波L754-1作用下的核心筒、巨柱及连梁非线性表现.
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吴晓涵、来少平等-NosaCAD多尺度建模功能开发与应用.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 NosaCAD 多尺度建模 功能开发与应用 吴晓涵 ，来少 平，刘亮 （1.同济大学结构工程与防灾研究所，上海200092：2.奥雅纳工程咨询（上海）有限公司，上海200021) 提要：本文通过在NosaCAD中添加实体单元的建模功能以及结点相互耦合的几何实体，实现结构的多尺度建模.
NosaCAD借助AutoCAD的图形编辑功能，为复杂结构的多尺度建模和编辑修改提供了高效便捷的条件，利用原有 NosaCAD的ABAQUS模型生成模块，生成ABAQUS的多尺度模型，并进行弹塑性时程分析计算.
本文在试验和 计算模型对比分析验证所建立的多尺度模型合理性和正确性的基础上，给出了几个工程实例的多尺度分析应用实 例，验证了多尺度模型的建模和分析的有效性和可应用性.
关键词：多尺度：有限元分析：界面连接：抗震性能：弹塑性时程分析 1概述 随着经济的发展和工程技术水平的提高，建筑在功能与关观等方面日新月异，建筑结构形态日趋复杂， 与此相对应的复杂节点、复杂构件和不同构件的连接方式的多样性也在不断出现，结构设计难度的增大导 整体结构的宏观模型分析中，梁柱节点处的破坏主要通过定义塑性铰模型来实现，此种方式无法直接反映 节点破坏、结构破坏的微观机理以及构件的局部失稳破坏等，目前，对于某些受力比较复杂的节点和构件， 工程设计人员往往是把它们抽离出整体，通过整体分析得到的边界情况，对结构局部进行精细化模型受力 分析或试验分析，但在一些荷载工况下，如地震等动态荷载作用，构件的边界条件不能有效的模拟.
如果 在整体结构中大范围采用精细化模型，目前的计算机处理能力则无法承受，而多尺度模型可在精细化分析 要求与计算机处理能力限制两者之间得到权衡.
目前，建筑结构的多尺度分析需要解决两大主要问题，第 一个问题也是影响工程应用效率的关键问题，即建模速度与计算速度：第二个间题是如何保证不同尺度模 型之间界面连接的合理性.
本文通过在NosaCAD中添加实体单元的建模功能以及结点相互耦合的几何实体，来实现多尺度的建 模.
借助AutoCAD的图形编辑功能，为复杂结构的多尺度建模和编辑修改提供高效便捷的条件，利用原 有NosaCAD的ABAQUS模型生成模块，生成ABAQUS的多尺度模型，并动力弹塑性时程分析.
论文最 后给出了几个工程实例的多尺度分析应用.
2NosaCAD多尺度建模和模型验证 2.1NosaCAD多尺度建模 NosaCAD本身具有复杂结构整体建模和弹塑性计算分析功能，并提供了常用结构分析软件的转换接 口（图1)，本文在此基础上增加了实体单元和结点相互耦合的几何实体，实体单元用来实现重要构件或构 件部分的精细建模，对于很复杂的构件实体，先在NosaCAD或AutoCAD中建立构件几何实体，以ACIS 格式进行保存并导入HYPERMESH软件，借助HYPERMESH对复杂构件实体划分网格.
HYPERMESH 是功能很强的有限元模型网格划分软件，复杂的构件几何实体都可在HYPERMESH中较方便地进行有限 元模型网格划分.
HYPERMESH中划分完成的局部构件有限元模型，再被导入NosaCAD中，在NosaCAD 中进行弹塑性属性赋值，并与整体模型进行组装，由于AutoCAD中模型实体的平移、旋转和复制等处理 作者简介：吴晓涵（1964一），男，工学感士，副教授
局部精细化模型与杆单元或板壳单 元的模型的连接，即不同尺度模型的连接，由结点间的耦合关系来设定.
在NosaCAD中添加可联系和显 示结点间耦合关系的实体，由结点间耦合实体进行结点间耦合关系的设定（图3)，耦合关系实体与其他 AutoCAD图形实体具有相似特性，也可进行平移、旋转和复制等的图形编辑操作，可为复杂和规模较大的 结构的多尺度建模提供很大便利.
由于NosaCAD提供了与其他常用结构分析软件的转换接口（图1)，能为 需要进一步进行局部精细化分析的结构模型提供条件.
所建立的多尺度模型，由NosaCAD导入ABAQUS，在ABAQUS 中进行弹塑性时程分析计算，图2 为多尺度模型建模的流程.
PKPM SAP2000 ETABS MIDAS NoaCAD NosaCAD 建立整体宏观模型 建立局部精细化模型 SATWE2010 SAP2000 查 查 MIDAS NesaCAD 宏观模型和局部精细 结点属合实体 化模型拼装连接 HYPERMESH NosaCAD RHINO 业 杆单元 业 ABAQUS ABAQUS PERFORM-3D 弹量性时程分析 图1NosaCAD与其他软件转换模块 图2多尺度模型建模流程示意图 图3不同尺度模型连接示意图 2.2多尺度模型验证 首先通过一根钢管柱的压弯试验模拟来验证多尺度模型及界面连接方式的合理性，矩形钢管柱几何尺 寸为：长3000mm，截面为400mmx400mmx24mm.材料采用Q345，双折线模型，初始弹模为206GPa， 屈服后弹模取为初始弹模的1%.
建立的4个有限元模型如图4所示.
模型1 模型2 模型3 模型4 图4钢管柱有限元模型 模型采用三种不同方式进行加载：（1）柱顶水平位移控制的单向加载，最大位移50mm：（2）柱顶水平 位移控制的反复加载：（3）柱顶动力加载，体系阻尼比取0.035，输入水平单向Elcentro（东西）地震波20s.
在三种不同工况加载下，四个模型的计算结果差距均控制在5%内，满足工程应用要求，且从图6可 以看出多尺度模型3和4的应力分析结果与壳单元模型1分析结果吻合较好，连接处并没有出现应力集中 现象，连接耦合方式表现较好，说明壳单元与杆单元的连接符合平截面假定且能保持不同尺度间的位移协 调.
第二个验证模型为一钢框架分析模型，钢框架结构主要参数有：柱距：5000mm：层高：3000mm：箱型 钢柱尺寸：高宽均为400mm，厚度为10mm：工字型钢梁尺寸：翼缘为300mm，腹板为500mm，翼缘和 腹板厚度均为10mm.
由NosaCAD将三种不同尺度模型进行建模和组装并生成ABAQUS模型，壳单元采
箱型钢柱以及工字型钢梁均采用双折线弹塑性模型，钢材屈服强度为345Mpa， 初始弹性模量为206Gpa，屈服后降为初始弹性模量的1%.
不同尺度计算模型如图9所示.
对三种不同尺 度模型在ABAQUS中进行整体的模态分析，计算得到结构的前三阶周期，表1所列.
899 700 600 500 409 Modal_01 300 Model_2 200 100 Model_03 Model_04 10 20 30 40 50 模型1 模型2 模型3 模型4 图5 加(1)P-△曲线 图6加戟(1) Von mises 应力云图 1000 800 600 400 50 Mode_01 20 40 Model_02 30 Model_03 -50 o 30 50 unuV 29 = Model_04 Model_ot Model_a2 10 -800 ** Mode_03 0 -1000 = = Model_04 -10 mm -20 T/s 图7加(2）滞回曲线 图8加载(3）时程分析结果 （1）杆系模型 （2）多尺度模型 (3）全细化模型 图9框架不同尺度计算模型 根据表1结果分析可知，多尺度模型计算得到的周期与杆系单元模型和壳单元模型最大相差不超过
对不同尺度模型进行弹塑性时程分析计算，地震波幅值取350mm/s²，间隔0.02s，持时30s，模型地震 反应水平位移图10所示.
地震波作用下，三种模型的整体反应基本一致，框架中柱底部反力最大误差不超过2%，各尺度模型 的整体属性基本一致.
根据以上分析，多尺度模型所得到的计算结果符合要求，界面的连接方式可以满足工程应用上的整体 指标和局部性能细化分析精度要求.
表1不同尺度模型周期 12 光单元模型 模型 f 周期（s） 杆单元 多尺度 全细化 第一阶周期 10 0.6931 0.6962 第二阶周期 0.3581 0.3752 660 第三阶周期 0.1927 0.2164 0.2183 间/ 15 3 图10各模型监测结点X向位移时间曲线（绝的位移） 3工程应用实例 3.1应用实例一 某结构整体模型如图11所示，该结构为一立面呈倒4形的不等高双塔连体结构，主副塔楼均采用钢 框架-混凝土核心筒结构，主塔地上25层，高100m，副塔地上12层，高48m，该结构为存在多项超限的 连体结构.
副塔从2层楼面开始向外设斜柱逐层悬挑，并在9层最外端设置转换梁托上部4层柱，本文取 此处一受力复杂节点进行多尺度分析计算，节点模型如图12所示.
节点精细模型 图11结构整体模型 图12节点模型 图13节点Von mises 应力云图 在钢框架结构中，杆系模型与壳体模型模拟实际情况的区别在于是否能够考虑剪切域变形.
该节点柱 1与柱2间的转换钢梁剪跨比较小，以剪切变形为主，因此有必要进行精细化建模的多尺度计算分析.
节点处构件尺寸如下：杆件1、6，RHS400x400×24，Q345：杆件4，5，7，8，H200x500×10x16， Q235：杆件2，RHS300x300×12，Q345：杆件3，H300x700x13×24，Q235. 本文地震波采用Elcentro波三向输入20s，其中结构X向与Y向分别采用EW与NS分量，X向加速 度最大峰值取2200mm/s².
计算采用显示动力分析，多尺度模型计算时间仅比宏观模型稍有增加，增幅不
节点最大应力出现在第12.48s，Vonmises应力云图如图13所示.
节点处钢材在大震下均未进入塑 性状态，最大应力出现在柱1与柱2间钢转换梁腹板处，说明此梁在实际地震作用下确实以剪切变形为主.
图14给出了两个计算模型关于柱1顶X向与Z向位移响应的比较，图15给出了两个模型柱1的轴力 时程比较.
根据图14可见多尺度模型与宏观模型相比，在非线性动力时程分析时对邻近结点的位移影响 较小，位移时程吻合较好.
图15中两模型轴力变化也基本接近.
300 宏观模型 80 宏观模型 250 多尺度模型 多尺度模型 1 007 位移 150 20 100 0 X向 50 -40 -4 -50 6 11 16 21 60 时间s -80 时间/s 图14柱1顶位移响应 100 100 -100 -100 -300 500 500 -300 力 700 700 力 -900 -900 -1100 -1300 1100 时间 宏虎模型 1300 时间 宏型 -1500 多尺度模型 -1500 多尺度模型 图15柱1轴力 3.2应用实例二 某工程项目由于建筑需要，底部4层为圆形钢管混凝土柱，截面为Φ2800mmx70mm，其上为方钢管 混凝土柱2400mmx2400mmx66mm.
该区域钢管选用钢材Q345GJC，内部混凝土等级为C80.
原方案想把 方钢管插入圆钢管柱，但这样势必会使圆钢管柱截面做的很大，直径由2800mm增大为3400mm，既不经 济，传力也不直接，因此采用了圆形到方形自然过渡.
为确保传力可靠安全，需进行节点有限元分析.
单独分离的节点有限元分析不能很好的反映节点在地震作用下的响应与内部损伤情况，而多尺度动力 分析正好弥补了该点不足.
因此本节将针对该圆变方节点（天方地圆节点）进行多尺度动力时程分析，以 反映节点在动力作用下的响应与内部损伤，为设计提供判断依据.
在ABAQUS中，钢管与加劲肋采用S4单元，材料选用二折线模型，屈服后弹性模量取为初始弹性模 量的1%：混凝土采用C3D8I单元，材料选用ABAQUS自带的塑性损伤混凝土模型：杆单元采用B31单 元，纤维模型：剪力墙与楼板采用S4R单元.
钢材与混凝土之间的连接方式采用共结点的形式，实体模型 的网格划分如图16(2）和图16(3）所示.
地震波输入采用震泰人工波.
主方向X向加速度最大峰值取2200 mm/s².
计算采用显式动力分析，多尺度模型计算时间仅比宏观模型稍有增加，增幅不到5%.
天方地圆节点混凝土损伤和钢管、加劲肋Vonmises应力见如图17和图18所示.
钢管混凝土外部钢 管最大Vonmises应力发生在水平加强环连接处和矩形钢管截面的四个角部，少部分钢管已经入塑性：内 部加劲肋中水平加劲肋的应力较大，内环几乎钢材都已屈服.
从图中可以看出水平加强环对混凝土起到了很好的约束作用，在水平加强环周围的混凝土受压与受拉 损伤因子均比周边混凝土要小，但水平加强环自身受力较大，内部钢材出现屈服：圆变方钢管混凝土节点
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吴文勇、焦柯等-建筑结构施工图标准化和自动化平台的研究与实现 .pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 建筑结构施工图 标准化 和自动化平台的研究与实现 吴文勇 ，焦柯 ，量慧波，吴礼财 （广东省建筑设计研究院，广州510010） 提要：BIMI设计技术的全面应用是勘察设计行业今后发展的趋势，有利于解决结构施工图设计效率低、图纸质量 下降等间题，施工图标准化和自动化是实现BIM技术用于结构设计的关键.
实用的结构施工图标准化和自动化绘图平 台应支持主流计算软件、各种版本AutoCAD、各种绘图和预算软件.
本文闸述了研发该平台要解决自动化、个性化、 平台化和联动化这四项关键技术.
自动化要求出图速度快，图纸质量高：个性化要求功能设置适应不同单位图面表达 上的差异要求：平台化是指开放的绘图平台要兼容各类常用绘图工具软件，并作为这些软件的运行平台：联动化就是 修改一根构件，其它相关联图纸自动修改.
最后，本文给出了设计单位建立结构施工图标准化和自动化绘图平台的流 程.
关键词：施工图标准化：绘图平台：个性化定制：BII技术：结构设计： 1前言 BIM设计技术的全面应用是勘察设计行业今后发展的趋势，基于BIM的协同设计、三维设计，将 大大提高设计质量和工作效率，进而提高勘察设计行业的经济效益.
同时，BIM设计技术的应用是一个 复杂的系统工程，从技术上也有一个循序渐进的过程.
对结构设计专业来说，BIM的优越性尚不能体现 出来，主要原因是在结构施工图方面.
结构施工图设计面临的主要问题，一是效率低，施工图设计占整个设计时间一半以上：二是施工图 质量难以控制，不同人、不同项目的图纸质量都有差别：三是设计规范的规定越来越细，规范条文要求 容易遗漏.
另一方面，为提升设计单位竞争力，提高产品质量，设计单位的技术管理者期望：两人的绘 图量一个人就能画完：将骨干技术人员的绘图经验固化，使新员工快速达到较高的绘图质量，绘图质量 不因人的变化而变化：不要违反规范条文，避免因图纸质量受到惩罚.
要解决这些问题，涉及到施工图 的标准化和自动化生成问题.
本文基于当前软硬件条件，针对建筑结构设计提出实用的应用流程是BIM发展的关键.
为实现BIM 应用流程，设计单位首先要完成两项基础工作，一是在本单位统一结构施工图标准：二是建立配套的结 构施工图标准化和自动化绘图平台.
2施工图设计是实现BIM结构设计的薄弱环节 全面采用BIM技术进行建筑结构设计是未来发展方向，但目前还存在一些技术难点阻碍BIM技术在 建筑结构设计中的应用，其中施工图部分是整个BIM建筑结构设计流程中最薄弱的环节.
如果全面实现BIM后，设计单位的专业分工有很大不同，比如，整个设计单位只设一个专门的建模 部门，建筑专业只管设计，结构只管计算，施工图是自动生成的.
但目前实现这一目标还有困难，不光 是专业协同上问题，计算机软硬件发展也还达不到要求，全面实现BIM离不开真三维设计，CPU运行速 度还需要提高10倍.
作者跨介：吴文勇（1966-）.男，硕士，教授
第1阶段的设计过程：从结构模型开始沿图1中实心箭头的过程，包括： a.结构模型到结构计算，确定结构方案： b.生成模板图，修改后自动更新结构模型：再经过计算，自动生成施工图： c.准确的结构模型传给Revit用于碰撞检查： 第2阶段的设计过程：从建筑三维模型开始的结构设计过程.
图1的BIM建筑结构设计流程既能满足现实需要，又能着眼BIM未来发展，是个实用化的BIM结构 设计流程.
目前大多数工程师根据计算结果一根梁一根柱地手工绘制施工图，施工图部分成了设计效率 和质量的瓶颈和最薄弱的环节，要实现BIM结构设计发展的第1阶段流程，要研究解决结构施工图标准 化、自动化绘图这一个关键技术.
Revit下结构构件 结构计 各版本 各种绘 各种预 算软件 AutoCAD 图软件 算软件 结构模型 结构计算 陈工图根板图 AutoCAD下 基于BIM设计理念的结构标准化绘图平台 图1实用BIM建筑结构设计流程 图2结构施工图标准化和自动化绘图平台 3结构施工图标准化和自动化平台的基本特征 提高图纸质量首先要求表达方式的标准化，因此要建立结构施工图标准化和自动化绘图平台.
基于 BIM设计理念的结构标准化绘图平台应该具有图2所示的基本特征： （1）支持主流设计与计算软件： (2) 支持各种版本的AutoCAD，绘图平台是建立在AutoCAD平台上，同时AutoCAD命令又建立在绘图 平台上，互为平台，实现联动： (3) 支持各种绘图工具软件，如天正，探索者等，方便设计人员采用其它软件修改图纸： (4) 支持预算软件，方便同步进行经济核算.
4结构施工图标准化和自动化平台的关键技术 目前大多数设计人员采用AutoCAD手工绘制结构施工图，在施工图阶段花费了大量时间，已经成为 设计的瓶颈，要彻底解决此间题，唯一的方法是变手工绘图为自动成图，这是提高结构设计效率的关键， 也是结构设计专业采用BIM技术的最大动力.
归纳起来，“结构施工图标准化和自动化绘图平台”要实现“四化”，即自动化、个性化、平台化和 联动化这四项关键技术.
自动化要求出图速度快，图纸质量高：个性化要求功能设置适应不同单位图面 表达上的差异要求：平台化是指开放的绘图平台要兼容各类常用绘图工具软件，并作为这些软件的运行 平台：联动化就是修改一根构件，其它相关联图纸自动修改.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.1结构施工图自动成图技术 该技术的要点是快速成图.
一栋高层结构计算分析完成后，在AutoCAD下，实现一分钟左右自动 生成十多个标准层的模板图、钢筋施工图和计算配筋图.
图3、图4分别是由广厦GSPLOT软件自动生 成的梁钢筋施工图和板钢筋施工图.
图3梁钢筋施工图 图4板钢筋施工图 自动生成施工图要达到实用程度，即要接近设计人员手工绘制的深度，关键要做到以下6点： （1）建立描述墙柱梁板施工图的通用数学模型 此数学模型具有通用性，不拘于结构施工图的表现形式，不论是梁柱表形式施工图，还是国标平法 形式施工图.
（2）规范要求和设计经验有机结合 绘图的过程既要满足规范标准又要体现设计个性.
智能化的系统才能充分模仿设计人员绘制施工图 的过程.
（3）可选择的设计习惯 设计功能开放选择，满足不同设计院的特殊习惯，且适应施工图表示方法的变化.
（4）自动生成的图元应符合手工制图的习惯 采用基本图元绘图还是自定义实体绘图一直是AutoCAD二次开发两条不同的技术路线.
由于灵活性 是结构施工图的内在要求，因此具有灵活性的基本图元绘图对于结构施工图绘制来说是较好的技术路线.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （5）一次生成构件的施工图 在一个Dwg文件中包含标准层墙、柱、梁和板的模板图、钢筋施工图和计算配筋图，符合设计 习惯，便于管理和打印，也是提高设计效率的一个重要方面.
（6）智能化字符重叠调整 记录每个图元的位置和占图面的大小，并考虑该图元对应构件的物理意义，自动将字符移动至不重 叠的位置.
4.2结构施工图个性化定制 根据我们对两百多家设计单位的调研发现，不同地方、不同单位的图面表示方法、构造做法、选筋 习惯等存在差异，甚至同一单位不同设计所的表示方法也不同.
在国标平法的基础上，多年以来设计人 台应允许设计单位对图面表示和选筋控制进行个性化定制.
通过总结全国各地设计单位的施工图习惯， 在GSPLOT绘图平台软件中，开发了近200项功能，通过选择不同功能的组合，满足各单位施工图定制需 可将定制好的选项存储到施工图习惯文件中，统一本单位的施工图习惯.
也可直接选择软件中自带 的全国各省市不同单位已定制好的施工图习惯，直接用于工程设计.
图面表示的选项控制包括：图层、文字样式和图面表达习惯.
图5是图层设置，图层样式可以选广 厦样式、探索者样式或用户当前样式.
图6是文字样式设置.
图7、图8、图9分别是墙柱、梁和板的图 面表达习惯设置.
用比 BERT n 号平：五平：水号文： 号2：* H49 Caee 图5图层设置 图6文字样式设置 工具习候 I9 中国注中考民间一 1 M 5 2.0) 上 T 中里不 期比月尺 大用号 1:20 海 图7墙柱表达习惯设置 图8梁表达习惯设置
图10、图11、 图12和图13分别是墙、柱、梁和板的选筋控制设置.
EFD R/ meciser? EN840 RRAO E -S ras sentaas AseNCA 图11柱选筋控制设置 图12梁选筋控制设置 图13板选筋控制设置 4.3开放的绘图平台 图形平台的生命力在于其开放性.
由于施工图设计过程中工程师根据需要和习惯应用各种软件，不 可能由一个软件完成任务，因此，开放的GSPLOT平台兼容各类结构设计软件，包括： (1) 各类主流结构计算软件，如GSSAP、SATWE等，可直接读取其计算结果： (2) 2004年以来32位、64位AutoCAD版本： (3) 各种绘图工具软件，如天正建筑，探索者等： (4) 概预算软件，直接读取施工图的建材信息，计算统计各项经济指标，如每平方米含钢量等.
4.4施工图的联动修改 结构施工图中不同的构件（图元）之间具有关联性，一处修改，其他相关位置要相应修改.
联动修 改将大大提高设计人员的改图效率.
警如，合并两个约束边缘构件，比这两个构件编号大的其他边缘构 件的编号要自动减1，同时对应暗柱表自动减少1个截面，图14是合并前的暗柱图，图15是合并后的 暗柱图，相比手工将两个暗柱合并，软件合并可大大提高效率.
在GSPLOT软件中，关于墙、柱、梁和板的人工干预命令有50多个，都具有联动修改的功能，提 高了改图速度.
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吴国勤、傅学怡等-深业上城高塔结构动力弹塑性分析.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 深业 上城高塔 结构动力弹塑性 分析 吴国勤傅学怡 曾志和何立才李建伟 （悉地国际设计顺间(深球) 有限公司.
深圳518048) [提要]深业上城高塔为一大型酒店和办公的超高层建筑，地上80层，结构高度388米.
塔楼采用了巨型框 架核心筒结构体系，其中巨型外框架由巨柱、带状桁架组成、双层环梁及型钢混凝土连接梁组成.
采用型钢 混凝土连接梁联系外框架和核心简而不设伸臂是本塔楼结构的一个创新点.
通过7组罕遇地震波作用下的动力 弹塑性分析，可以表明：结构抗侧刚度沿竖向均匀，楼层剪力传运简单合理：最大弹塑性位移角大于1/100规 范限值要求：连梁和型钢混凝土连接的梁大部分出现了混凝土的受压塑性损伤，很好的起到了耗能作用：剪力 墙混凝土的受压损伤因子较小，巨柱及带状析架保持弹性，结构可以满足“大震不倒”的性能目标.
[关键词]巨型框架：型钢混凝土连接梁：动力弹塑性分析；地震波；受压损伤因子 1工程概述 深业上城项目位于深圳市福田区，总建筑面积93.7万㎡²，属于办公（产业研发用房）、酒店、商业 综合体，包括两栋高层塔楼，高度分别为388.05m和299.25m，三栋高层产业研发用房、一栋高层酒店宴 会厅以及商业裙房和位于L3层裙房屋顶的多层产业研发用房.
高塔位于东南侧，是一座388米高混合用途的建筑，62层甲级写字楼，63~80层设有五星级酒店， 建筑面积22.7万m2.
高塔采用核心筒型钢混凝土梁外框架结构体系.
核心筒为正方形，外墙底部外墙厚1.8m，内墙厚 0.6m，混凝土等级为C60.
核心筒墙体厚度随高度增加逐渐减小，在顶部外墙减为0.5m，内墙减为0.45m.
由于结构框剪比设计要求，筒体洞口宽度由底层至顶层逐渐放大，其中核心简的角部在酒店层以上被切去， 改为4根L形柱.
在核心筒角部以及相交处将内埋型钢柱以增加核心筒的延性及刚度.
外框架由四道周边桁架、八个巨柱组成.
巨柱采用型钢混凝土柱，截面由底部的5400x2300mm变化 至顶部的3500x1600mm，混凝土等级从C70变化至C60.其内置钢柱由钢板拼接而成的单肢巨型组合钢柱， 巨柱型钢含钢率约3.5%~6.3%，钢材采用Q345高建钢.
每层设8根型钢混凝土梁，协同核心筒和外框架共同工作，除底部几层和、顶层和带状桁架层以外， 一般标准层梁高均为800mm，50层及以下楼层梁宽度一般同墙厚，50层以上均为800mm. 抗侧力体系中，剪力主要由核心筒承受，外框架能够起到二道防线的作用.
倾覆弯矩主要由外框架承 受，型钢混凝土梁有效地协调了内筒与巨型框架的变形，使巨型框架承担了更多的倾覆力矩，巨柱以轴力 为主.
该抗侧力结构体系合理，适合本结构高度，结构规则性较好，是高于350m的结构而不设伸臂的一 种创新结构形式.
塔楼的效果图、剖面图、带状桁架分面图及高低区结构典型平面图如图1所示： 作者美合：吴国斯（1978-），男.
工学硕士，高级工程师，一级注册结构工程师
该 非线性地震反应分析模型可划分三个层次：（1）材料模型：（2）构件模型：（3）整体模型.
材料的本构特性加
2.1材料模型 1）钢材的动力硬化模型采用采用双线性随动硬化模型，在循环过程中，无刚度退化，但考虑了包 辛格效应.
钢材的强屈比设定为1.2，极限应力所对应的极限应变为0.025.
2）混凝土材料模型采用弹 塑性损伤模型，可考虑材料拉压强度的差异、刚度强度的退化和拉压循环的刚度恢复，其轴心抗压和轴 心抗拉强度标准值按《钢筋混凝土设计规范》采用.
混凝土材料进入塑性状态伴随着刚度的降低.
其刚度损伤分别由受拉损伤因子d和受压损伤因子d 来表达，4和d由混凝土材料进入塑性状态的程度决定.
受压损伤因子d可化简为“1-当前弹性模量/ 初始弹性模量”，在宏观意义上代表了混凝土受压弹性模量的退化比例.
如d为0.3，则表示当前混凝土 受压弹性模量退化30%，残余0.7E，受拉损伤因子4也有类似物理意义.
同时当混凝土达到时峰值时， 受压损伤因子介于0.2~0.3之间，当压损伤因子小于0.3时，可以认为混凝土尚未初压碎.
因此，d和d 可以很直观地反映混凝土的损伤情况即弹性模量退化率和大致的应力水平，是后文描述混凝土损伤情况 的主要指标.
2.2一维杆件弹塑性模型 一维杆件弹塑性模型采用纤维束模型和桁架单元模拟，其中纤维束模型主要用来模拟楼面钢筋混凝 土梁、次结构钢筋混凝土框架柱构件.
连梁底部钢筋和顶部钢筋按相应的配筋率则用桁架单元模拟，同 样型钢混凝土连接梁中的型钢翼缘按相应面积的桁架单元模拟.
桁架单元与壳单元的节点耦合.
2.3二维剪力墙、楼板弹塑性模型、型钢混凝土连接梁和巨型柱弹塑性模型 二维剪力墙、楼板、型钢混凝土连接梁和外框巨型柱采用ABAQUS内置的弹塑性壳单元，该单元 具有如下特点： 可采用二维弹塑性损伤模型本构关系： 可叠加钢筋层考虑多层分布钢筋的作用： 可模拟大变形、大应变，适合模拟剪力墙和楼板在大震作用下进入塑性的状态.
本工程剪力墙的长度和厚度都很大，其端部约束边缘构件如仍采用通常的集中杆单元模拟会有较大 误差，无法体现边缘构件对剪力墙的二维约束特性.
在ABAQUS模型中，根据规范的规定确定约束边 缘构件长度，直接将其边缘构件划分为二维有限元单元，并相应修改其纵向和水平钢筋，以和普通墙身 配筋相区别.
这需要较为精细的墙体网格剖分，如图2所示.
图2剪力墙网格的剖分
这一假定在小变形和弹性阶段是可以接受的.
但在 考虑大变形的弹塑性阶段，尤其是对超高层建筑，其顶点位移多在1m以上，结构上部楼板已出现了明 显的倾角，此时同层内各节点若仍保持分析开始阶段的相对水平距离，将使节点偏离其应在位置，导致 分析误差.
此外，在弹塑性过程中，楼板将发生开裂使其平面刚度下降，对结构的各抗侧力构件刚度分配和剪 力传递也将产生一定影响.
因此，本工程的弹塑性分析中将不采用刚性楼板假定，采用弹塑性楼板模拟， 考虑其开裂和压碎对结构刚度的影响.
2）构件配筋 对混凝土构件进行动力弹塑性时程分析，需要较为准确地考虑构件配筋对其承载力和刚度的贡献， 按实际施工图的配筋进行构件配筋的规格化.
连梁上下纵筋的配筋率按1.2%考虑，钢筋强度等级为HRB400：巨柱竖向钢筋配筋率为1.2%、剪力 墙边缘构件竖向钢筋配筋率为2%，水平钢筋配筋率为1.2%：其余墙体竖向及水平钢筋配筋率均为0.8%， 钢筋强度等级为HRB400：混凝土楼板的配筋为简化起见，120mm厚楼板配筋率取为0.44%双层双向通 长布置：150mm厚楼板配筋率取为0.5%双层双向通长布置：200mm厚楼板配筋率取为0.5%双层双向通 长布置：250mm厚楼板配筋率取为0.54%双层双向通长布置.
3分析步骤 第一步：施工模拟加载.
按照工程的建造过程，分为28个施工阶段，每一个施工阶段生成2~3层结构 楼层，采用“生死单元”技术进行模拟.
施工过程分析是一个非线性求解过程，从加载之初就已考虑结构 的材料非线性和几何非线性效应，并贯穿分析的全过程.
第二步：地震加载.
弹塑性分析时所采用的2组人工波和5组天然波，地震波采用三向输入.
3.1结构阻尼选择2 结构动力时程分析过程中，阻尼取值对结构动力反应的幅值有比较大的影响.
在弹性分析中，通常采 用振型阻尼.
来表示.
而在弹望性分析中，由于采用直接积分法求解，并不能直接代入振型阻尼，通常的 做法是采用瑞雷阻尼，瑞雷阻尼含质量阻尼和刚度阻尼两部分，其与振型阻尼的换算关系如下式： [C] =α[M ] β[K] (1) 6= 20.2 式（1）中，C为结构阻尼矩阵，M和K分别为结构质量矩阵和刚度矩阵，式（2）中o，为结构自振频率.
通常依据（5，，）和（，，）求得α与β.
可以看出瑞雷阻尼实际上只能保证第一、第二周期阻尼 比等于振型阻尼，其后各周期的阻尼比均高于振型阻尼，且周期越小，阻尼越大，因此将导致结构动力响 应偏小，图3为本工程结构阻尼比与周期的关系.
如瑞雷阻尼仅含质量阻尼（f=0），即为下式：
图4为本工程结构阻尼比（仅含质量阻尼）与周期的关系.
表1列出了瑞雷阻尼几种取法的比较.
表1瑞雷阻尼几种取法的比较 方法 阻尼取值 特点 与振型阻尼 比较 和e控剪 1 高阶据型阻 结构响应偏 巢取值 尼比增天 小 2 第一周期 计算结果取值， 高阶振型阻 尼比减示 结构响应偏 0=g 大 3 大幅增大a阻 低阶据型阻 结构响应未 尼，β =0 尼比偏大 知 显式分析中，瑞雷阻尼的刚度阻尼8影响计算的时间步长，使计算步长偏小很多，由此带来计算成本 过高，不能满足工程的实际要求.
基于此，本项目采用表1方法2的阻尼取值，结构响应会偏大.
若在此 种条件下结构仍能满足规范“大震不倒”的要求，那么表明结构是安全的，且有一定安全储备.
1.8 1.6 0.06 1.4 0.05 1.2 00 003 0.6 0.02 0.4 振型阳尼 恒定瑞雷粗尼 瑞雷阻尼（仅质量阻尼） 0.01 0.2 振型阻尼 0 2 周期 6 2 3 周期 5 6 图3振型阻尼与恒定瑞需阻尼对应结构各周期阻尼比比较 图4振型阻尼与瑞雷阻尼对应结构各周期阻尼比比较 3.2地震波的选取及输入 深业上城高塔拟建场地抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g，地震分组为第一组， 地土类型为中软土～岩石，建建筑场地类别为Ⅱ类，场地无液化地层，属可进行建设的一般.
进行罕遇地震时程分析所用的地震波由中国建筑科学研究院工程抗震研究所所提供，水平加速度最大 时程采用220gal.
反应谱采用规范谱的结果，阻尼比取0.05，周期折减系数取1.0.
采用ETABS9.7.0软件进行选波分析，剪力墙、巨柱、混凝土连接梁和楼板用壳单元模拟，考虑内置 型钢的作用，其余构件用杆单元模拟，楼板按弹性楼盖考虑.
时程分析工况考虑双向地震波作用.
选波结果如表2所示，所选用的7组地震满足GB50011-2010《建筑抗震设计规范》的要求，每组地 震波计算所得的结构底部剪力不应小于振型分解反应谱法结果的65%，不大于135%.
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吴兵、邸博等-超大截面矩形钢管混凝土柱结构设计.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 超大截面矩形 钢管混凝土柱结构设计 吴兵 ，邸博 ，傅学怡，孟美莉，郑竹，冯叶文，黄船宁 (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：超大截面矩形钢管混凝土柱因其施工较为方便、轴向刚度及承载力巨大等优点，广泛应用于超高层巨型结构体系中.
以沈阳宝能金融中心T1塔楼项目为背景，针对巨型柱截面选型、承载力计算、钢管与混凝土的共同工作以及巨柱钢管壁屈曲 等关键设计提出建议，完善了超大截面矩形钢管混凝土柱的设计方法，所得结论对其他超高层建筑巨型钢管混凝土柱设计具 有较好的借鉴作用.
关键词：超大截面矩形钢管混凝土柱：承载力：钢管和混凝土共同工作：屈曲稳定：分配梁： 1引言 巨型结构体系由于具有多道抗震设防防线、巨大的抗侧刚度及良好的整体工作性能、满足多种使用功 能的建筑平立面要求等显著优势，因此，该种结构体系在超高层建筑中的应用愈加广泛.
其中，超大截面 矩形钢管混凝土结构因其施工方便、轴向刚度及承载力巨大等优点而迅速发展起来.
例如，“台北101”巨 型钢管混凝土柱最大截面尺寸为3000mmx2400mm：“广州东塔"最大巨柱截面尺寸达3500mmx5600mm； “深圳京基金融中心”巨柱的截面尺寸达3900mmx2700mm等.
2工程概况 54. 70m 图1建筑效果图 图2抗侧力体系构成图 图3结构平面布置图 沈阳宝能金融中心T1塔楼位于沈阳市沈河区，塔楼地上113层，标准层层高4.5m，主体结构屋盖高 度为548m，建筑效果图见图1.
采用巨型钢斜撑外框架劲性钢筋混凝土核心筒外伸臂钢桁架结构体系， 如图2所示，标准层结构平面如图3所示.
塔楼外框结构主要由8根巨柱、空间带状桁架、角桁架、巨型 钢斜撑和各层边框梁组成.
8根巨柱从塔楼地下室一直延伸至结构顶部，通过沿塔楼全高设置的四道外伸 臂与核心筒相连，有效提高结构侧移刚度，抵抗水平荷载引起的倾覆力矩.
8根巨柱结构设计对整体结构 作者简介：吴兵（1977-），男，硕士，教授级高级工程师
初步设计时拟采用钢管混凝土或型钢混凝土巨型柱，两种截面形式的柱子在国内均 有应用，各有优缺点，但对于如此大截面型钢混凝土和钢管混凝土的设计施工经验不多，因此需要对两者 进行全面对比分析，综合各方面因素确定巨柱截面形式，并通过一些措施改善其缺陷.
3.1型钢混凝土（SRC）方案 图4为结构一区巨柱采用型钢混凝土截面时内置型钢及配筋图，型钢混凝土需要配置大量纵向钢筋和 箍筋，同时型钢壁上需要设置栓钉，确保型钢与混凝土界面不发生滑移.
1 （a）内置型钢定位图 （b）配筋图 图4型钢混凝土巨柱内置型钢及配筋图 3.2钢管混凝土（CFST）方案 图5为结构一区巨柱采用钢管混凝土截面时非楼层处及楼层处截面.
5209 （a）非楼层处截面 （b）楼层处截面 图5 双腔钢管混凝土巨柱截面 3.3受力性能分析 巨柱主要承受轴力和双向弯矩，采用ABAQUS通用有限元软件进行钢管混凝土与型钢混凝土巨柱受 力性能分析，有限元模型如图6-图7所示.
相同截面尺寸、相同材料、相同型钢用量（钢管混凝土型钢用 量与型钢混凝土内置型钢用量相同，均为6%），两种巨柱形式承载能力比较如下.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 据管况基土巨柱 型钥混凝土巨柱 型钢 钢筋笼 图6钢管混凝土巨柱有限元模型 图7型钢混凝土巨柱有限元模型 3.3.1轴心受压承载力对比 1.2106 1.0[06 2.0005 0.0E00 50 独病位移(mm) 100 150 图8巨型柱轴心受压荷转-应变曲线 3.3.2弯曲承载力对比 钢管混凝土巨柱和型钢混凝土巨柱强轴、弱轴抗弯全过程弯矩-曲率曲线如图9~图10所示.
9005 7.0005 80t 05 7.0E05 6.005 60E05 5.0E05 S.0E05 40x05 40E05 3045 3005 2.0E05 2.005 一型初款土位 1.0E05 1.0E05 00t00 0.0t00 15 恢度im) ce 2.3 33 图9巨型柱强轴弯矩-曲率曲线 图10巨型柱病轴弯矩-曲率曲线 3.3.3偏心受压承载力对比 钢管混凝土巨柱和型钢混凝土巨柱强、弱轴偏压N-M相关曲线如图11~图12所示.
1.2006 1.2t06 1.0E406 型凝土巨性 1.9606 一型土柱 8.0(05 sx05 40E05 4.0E=05 2.0t 05 2.0=05 0.0[-00 0.0[-00 28[-05 4.8[-05 6.0-05 0-05 100-6 1.3-46 0.0500 My(wn) 0.800 2.005 M(NH-n) 4.0E05 60(05 8.0(05 图11巨型柱强轴N-M相关曲线 图12巨型柱弱轴N-M相关曲线
3.4防火性能 巨柱防火等级为一级，耐火极限要求3小时以上.
型钢混凝土较无保护措施的钢管混凝土防火性能好.
《建筑设计防火规范》（GB50016-2006）中指出，型钢混凝土巨柱和外挂50mm厚钢丝网砂浆或外涂10mm 厚防火涂料的钢管混凝土巨柱耐火极限都超过3小时，均满足设计要求.
理论上截面越大，防火性能越好， 因此可以认为外挂50mm厚钢丝网砂浆或外涂10mm厚防火涂料的钢管混凝土巨柱完全能够满足设计要 求.
3.5施工可行性 钢管混凝土巨柱较型钢混凝土巨柱施工方便，型钢混凝土巨柱需要支模板、制作钢筋骨架、节点区钢 筋被打断，尤其是加强层及带状桁架层，大部分钢筋不能贯通，需要接驳器连接或焊接在型钢上，施工困 难.
3.6经济性 第2.3节中设计的钢管混凝土巨柱，钢材用量与型钢混凝土巨柱内置型钢用量相同，其受力性能较型 钢混凝土好，材料上节省了纵筋和箍筋用量，施工上能显著缩短工期，具有较好的经济性.
3.7小结 综上所述，钢管混凝土巨柱在受力性能、节点处理、施工、经济造价上都较型钢混凝土巨柱有优势， 在防火性能上略逊型钢混凝土，但也可满足设计要求.
综合上述原因，沈阳宝能金融中心T1塔楼巨柱采 用双腔体矩形钢管混凝土柱，底部截面尺寸5200mmx3500mm，顶部减小至2000mmx2000mm：钢管壁厚 65mm~24mm，含钢率由底部6%减小至顶部4%.
4超大截面矩形钢管混凝土柱钢管与混凝土共同工作 为保证超大截面矩形钢管混凝土柱中钢管和混凝土的共同工作性能，充分发挥二者的轴压承载力，采 用傅学怡教授提出的钢管内置传力构件的设计理念，于钢管混凝土柱楼层节点区钢管内设置压力分配梁 和内环肋，其中分配梁为主传力构件，内环肋为次传力构件，协调钢管壁与核心混凝土的变形，使钢管壁 与核心混凝土共同承受外荷载.
4.1巨柱传力构件设置 巨型柱楼层钢管壁节点区设置单根H型钢梁以及水平内环肋，巨柱截面及有限元计算模型如图13~图 14所示.
900X400X20X34 水平环初24 图13钢管混凝土巨柱分配梁及水平内环肋 图14设置分配梁及内环肋的钢管混凝土巨柱有限元模型 有限元分析假定钢管、传力构件和混凝土法向硬接触，混凝土对钢管壁产生法向只压不拉的支撑约束，
图15钢管混凝土巨柱加载图 4.2计算结果分析 理想情况下钢管与混凝土完全协同工作，混凝土理论分担系数可按式（1）确定.
EA. 3.70×10° ×1.78×10² (1) 正常工作情况下，混凝土分担系数按式（2）确定.
a = F FF (2) 式中：F、F分别为混凝土与钢管壁承担荷载.
仅设置分配梁，钢管混凝土巨柱混凝土分担系数曲线如图16所示.
1 09 0.8 07 0.3 沉凝生理论承提系款 02 两层一理分配梁 层一通分配 0.1 二层一通分配交 0 五层一理分配 1.0E00 2.0E05 40E-05 独荷N) 6.005 8.0E05 1.0E=06 图16钢管混凝土巨柱混凝土分担系数（仅含分配梁） 由图16可见，每层布置一道分配梁，弹性阶段混凝土分担系数为0.712，为理想情况95%：随巨柱轴 向荷载增大，混凝土分担系数曲线下降，但较为平缓.
巨柱轴向承载力达极限状态时，混凝土分担系数为 0.614，为理想情况82%.
同时设置分配梁和水平环板，钢管混凝土巨柱混凝土分担系数曲线如图17所示.
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吴兵、孙璨等-沈阳宝能金融中心T1塔楼长期变形模拟分析与控制.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 沈阳宝能 金融中心T1 塔楼 长期变形模拟分析与控制 吴兵，孙璨 ，傅学怡，孟美莉，冯叶文 （深圳大学建筑设计研究院，深圳，518060） 摘要：超高层混凝土结构长期竖向变形随时间不断发展变化，如设计分析控制不当，一方面可能影响幕墙、电梯、管道等 沈阳宝能金融中心11塔楼考虑徐变、收缩效应的长期变形模拟分析，合理预测该超高层建筑结构在施工生成直至长期使用 各阶段典型竖向构件的长期变形及变形差的发展变化情况，分析计算各层竖向构件施工预留长度，为设计施工及使用期间竖 向变形监测等工作提供重要的参考依据.
关键词：超高层建筑：长期变形：收缩：徐变：施工模拟：预留长度 1引言 沈阳宝能金融中心T1塔楼采用劲性混凝土核心筒-钢伸臂-钢带状桁架-钢管混凝土巨柱-钢斜撑结构， 主体结构高548m.
自施工至长期使用阶段，该超高层建筑的竖向构件长期竖向变形发展较为明显.
一 方面，巨柱和核心筒的竖向绝对压缩变形主要对幕墙、隔墙、机电管道和电梯等非结构构件产生影响，需 在施工阶段引入适当的变形容差以补偿预计的竖向构件变形，确保非结构构件安全及电梯等设备的正常使 用.
另一方面，由于巨柱和核心筒含钢率不同以及重力作用下压应力水平差异，使得巨柱和核心筒的竖向 变形存在差异，该差异变形不仅影响楼屋面的水平度，还将在联系巨柱和核心筒的水平构件（如伸臂桁架） 中引起较大的附加内力，导致竖向构件内力重分布，施工应采取合理措施释放此类附加内力：同时长期重 力荷载作用下，混凝土长期变形发展将引起结构及构件内力重分布，深化设计中需予以考虑.
基于上述间题，本文重点进行从施工到使用阶段全过程中结构在重力荷载作用下的长期变形模拟分析， 为施工及使用期间竖向变形监测提供依据，并提出相关施工顺序及控制建议，进而确保非结构构件安全及 电梯等设备的正常使用，有利于控制和保证工程质量.
2施工步骤 基于以往工程经验及施工阶段结构在自重作用下的变形及受力分析结果，结构巨型外框架同核心筒体 在重力荷载作用下的竖向变形量及发展趋势存在一定的差异，如按照楼层顺序逐层施工及杆件安装，外框 架同核心筒之间的长期竖向差异变形将引起水平楼盖及杆件较大的附加内力，同时巨型混凝土框架柱上下 层变形差异也将使得主要起抗侧作用的斜撑承担较多的重力荷载作用.
鉴于上述，实际施工中采取巨型框 架柱滞后核心筒施工、伸臂腹杆及斜撑后装等方式，合理设定结构整体施工步骤如下（图1）： 1）地下结构施工工期约100天：地上结构普通楼层平均6-7天施工一层，设备及避难层15天施工一 层：计及沈阳当地气候条件，年实际可施工天数250天左右，总施工周期约1100天： 2）核心筒先于外框架巨柱施工，巨柱施工平均滞后核心筒2-3层： 3）核心筒内混凝土楼板施工滞后核心筒1层： 4）核心筒外部的楼板施工滞后巨柱2层，伸臂弦杆后刚接： 基金项日：国家自然科学基金项目（51308117） 作者简介：吴兵（1977-)，男，碳士，教授级高级工程师
图1施工模拟分析步骤（部分）及整体模型示意 3施工模拟及长期竖向变形分析 根据以上施工步骤计划，对T1塔楼进行考虑混凝土徐变收缩效应、自施工至使用阶段全过程的依时 非线性施工模拟分析.
3.1分析模型 该结构考虑徐变、收缩效应的依时非线性施工模拟分析模型如图1所示.分析软件采用SAP2000V14.1 及MIDASGENV7.8，剪力墙、巨柱、楼板用SHELL单元模拟，考虑钢管及内置型钢影响，其他构件用 FRAME单元模拟，楼板按弹性楼盖考虑.
分析中每个施工步均进行两次计算，先进行重力荷载作用下的弹性分析，再进行考虑混凝土徐变、收 约3年），仅考虑结构自重长期作用：结构主体施工完成进入装饰期内（设约2年），结构长期荷载按“自 恒载0.5活载”考虑.
3.2混凝土长期效应计算模型 本文分析采用的收缩、徐变模式来自应用较广泛的CEB-FIP（MC90）.
根据本工程特点及沈阳地区 气象资料，具体参数取值如下：加载龄期r-计为混凝土构件拆模时间，取为7天：分析周期-至施工完成 后50年：构件名义厚度-根据不同构件的截面和长度尺寸分别计算：相对湿度RH-根据沈阳当地气象资料， 平均取62%；水泥类型系数β取5（普通水泥）：收缩开始时龄期r取3天.
3.3含钢率影响修正 本文分析中考虑含钢率影响对混凝土徐变及收缩模式进行修正，修正系数如下口： =- 1- 6.1np (1) 上式中，p为构件含钢率：n为钢材与混凝土弹性模量的比值.
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.4主要分析结果 3.4.1竖向构件变形 考虑到整体结构平面对称性，选取图2所示框架柱及核心筒角点位置竖向变形值作为基本分析对象： 图2竖向变形取值点示意（红圈内框架柱及篮圈内筒体角点） 框架巨柱和核心筒在其各自顶部的长期变形量及沿结构高度的最大长期变形值统计如表1所示.
可见， 结构施工至使用50年期全过程中，竖向构件的长期竖向变形保持增长趋势，至使用50年期时，整体结构 顶部最大变形约254mm：竖向构件最大变形位置随着时间的推移由中部楼层移至上部楼层，其中框架巨柱 最大变形约268mm，位于第90层，核心筒最大变形约26lmm，位于第99层.
表1巨柱和核心筒竖向累积变形统计 指标 主体结构施工完成时 装饰完成后 竖向累积变形（mm） 投入使用1年后 竖向累积变形（m） 竖向累积变形（m） 548n标高处巨柱 5.4 71.2 115.4 494n标高处核心筒 21.3 79.6 122.1 巨柱最大变形 109（54层) 142 （57层) 171（57层） 核心筒最大变形 87（60层） 120 (60层) 154（78层) 指标 投入使用10年后 投入使用20年后 投入使用50年后 竖向累积变形（mm） 竖向累积变形（m） 竖向累积变形（mm） 548m标高处巨柱 180. 8 212.2 253.7 494n标高处核心筒 180.8 209. 1 246. 9 巨柱最大变形 214 (78层) 236 (90层) 268 (90层) 核心筒最大变形 201（87层） 226 （99 层) 261（99层） 图3-8为结构施工至使用各阶段巨柱竖向累积变形随楼层分布的发展变化情况（核心筒类似，略）.
可以看出，巨柱及核心筒长期竖向变形发展规律基本一致：主体结构完工时，竖向最大累积变形主要发生 在中部，符合施工逐层找平的规律：而随着时间增长，由于混凝土收缩、徐变变形的发展及附加恒载、活 载的施加，上部楼层竖向变形增长较快，最大变形楼层位置逐步向上推移：同时，结构竖向变形在施工装 饰期内及投入使用初期有较大幅度的增长，符合混凝土收缩、徐变效应发展速率前期较大、后期逐步放缓 的基本性质.
113 00 43 图3主体结构完工时各层巨柱竖向变形发展 图4主体完工至装修阶段各层巨柱竖向变形发展
可以看出，投入使用后（约1850天后） 巨柱及核心筒竖向变形将逐步趋于稳定：各层竖向构件各阶段变形量同使用50年期变形量的比值统计如表 2所示，可见，使用1年、10年期变形量分别平均达到50年期变形量的70%和80%以上.
正位长期整肉变形或展 美体长期垫向先形生展 300 250 250 200 200 150 21.86.长 00 11 ≤. 181E长 5000 15000 20090 5000 1000 15000 20000 图9不同楼层巨柱竖向变形随时间变化发展情况 图10不同楼层筒体角点竖向变形随时间变化发展情况 表2各时期竖向变形同使用50年后竖向变形占比 楼层 主体结构完成时 装饰完成时 使用1年后 核心筒 巨柱 核心筒 巨柱 核心筒 巨柱 25层 0. 51 0.54 0. 63 0.65 0.74 0. 76 60层 0.40 0.41 0.55 0.56 0.67 0. 69 105层 0.11 0. 11 0.34 0.34 0.51 0.51 楼层 使用10年后 使用20年后 使用50年后 核心筒 巨柱 核心筒 巨柱 核心筒 巨柱 25层 0.86 0. 88 0.92 0.93 1. 00 1. 00 60层 0.83 0.84 0. 90 0.91 1. 00 1. 00 105层 0.74 0.74 0.85 0.85 1. 00 1. 00
可以看到，随着时间增长变形差 逐渐增大：中部楼层变形差相对较大，投入使用50年期最大竖向变形差分别为31mm（51层）.
第佛定成后--整心首-E私至的支彩差磁对植 使用38年品心首-至点至向史形是结时任 25 30 21 15 10 快 图11施工装饰完成时核心筒与巨柱竖向变形差统计 图12投入使用50年后核心简与巨柱竖向变形差统计 3.4.3伸臂腹杆变形差 考虑到伸臂腹杆后装，弦杆后刚接，安装之后腹杆两端巨柱与核心筒的变形差将在伸臂内引起附加内 力.
自伸臂腹杆安装后至投入使用1年、10年、20年及50年期四道伸臂（自下而上排序）两端核心筒与 巨柱竖向变形差增量统计见表3，中下部两道伸臂竖向变形差长期增量略高于上部两道伸臂.
表3使用阶段各时期钢伸臂两端框架柱-核心筒竖向变形差同安装前竖向变形差增量统计 伸臂 使用1年后 使用10年后 使用20年后 使用50年后 变形差增量（mm） 变形差增量（mm） 变形差增量（mm） 变形差增量（mm） 第一道伸臂 3.9 5. 1 5.5 5.9 第二道伸臂 5.2 6.6 7.1 7.5 第三道伸臂 3.0 3.9 4. 0 3.9 第四道伸臂 1.1 1. 4 1.3 1.0 3.4.4竖向构件变形补偿分析 1）楼层标高预留高度计算 为补偿竖向构件的压缩变形，楼层施工时需预留一定的施工高度，由于巨柱和核心筒竖向压缩变形不 同，其预留量也不同.
楼层施工时按绝对标高控制，竖向构件楼层施工标高H’为楼层设计标高H，和标 高预留高度6，之和.
楼层标高预留高度6，即该楼层施工后到设定期限内的总下沉变形.
通过前文巨柱和 核心筒竖向变形随时间变化分析可知，投入使用10年后各构件竖向变形平均占50年期总竖向变形的80% 以上，因此将投入使用10年期作为竖向构件标高预留高度的计算时间点，通过各层标高预留高度，投入使 用10年后竖向构件各层达到设计标高.
巨柱和核心筒各层标高预留高度见图13~14，巨柱最大楼层标高预 留高度为214mm（78层），核心筒最大楼层标高预留高度为20lmm（87层）.
快用：8年--格心商垫向变形发展 250 259 200 64 se 图13巨柱竖向预窗高度楼层分布 图14核心简竖向预留高度楼层分布 2）楼层竖向构件下料预留长度计算 为实现上述楼层预留高度，各层竖向构件施工下料时需预留一定的长度，使得投入使用10年后各层竖 向构件长度达到设计层高，该预留长度即为建筑投入使用10年后该层竖向构件压缩量.
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吴一红、黄伟等-沈阳桃仙国际机场T3航站楼结构设计介绍.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 沈阳桃仙 国际机场T3航站楼结构设计介绍 吴一红 ，黄伟 ，张叙，梁峰 （中国建筑东北设计研究院有限公司，沈阳110006） 摘要：本文主要介绍沈阳桃仙机场T3航站楼结构设计，空间异形扭曲落地管析架钢结构设计分析、后注浆 灌注桩基础设计、超长结构的分析及措施、HRB500钢筋在大跨度重荷载部位应用、复杂钢结构节点分析.
关键词：航站楼结构设计、异形钢布架、复杂钢结构节点、HRB500、超长结构 1.工程概况： 沈阳桃仙机场T3航站楼由主楼大厅和两侧指廊组成，占地面积8.8万平米，建筑面积25万平米，其 中地上面积21万平米，地下面积4万平米.
主楼大厅平面为两层弧形建筑，柱网为同一圆心放射式柱网， 环向轴网按1.77°等分，最大柱距21.5米、径向15米.
二层楼面标高8.70米，局部夹层标高4.2米， 航站楼建筑总高度35.9m.
主楼大厅下部设置一层地下室，中轴线两侧一定范围内为城市道路及地铁通行 设置地下二层通道（图1、2）.
图1T3航站楼典型刨面图 图2T3航站楼屋面造型效果图 主楼屋盖为空侧落地的双弧曲面造型，曲面局部沿径向切口旋转拉伸形成侧向天窗，既提高了室内自 然采光率，又丰富了屋面造型.
两个指廊屋面延续主楼的曲线延伸，形成统一的整体形象（图3、4）.
图3T3航站楼主厅室内屋面造型效果图图4T3航站楼指廊室内屋面造型效果图 2.结构体系： 结合建筑功能、造型、结构受力和施工等因素.
建筑二层以下采用钢筋混凝土框架结构.
楼板采用现 浇普通钢筋混凝土梁扳体系，主楼大厅环向梁及大跨度悬挑梁采用有粘结预应力混凝土结构，以控制结构 提度、裂缝和温度应力.
地下室采用现浇整体防水混凝土.
屋面采用空间异形扭曲管桁架结构，桁架在空 侧直接落于基础（图5、6、7）.
作者简介：吴一红（1956），男，学士，教授级高级工程师
地上部分综合考虑钢与混凝土结构的刚度差异、温度作用、结 构抗侧力刚度等因素，兼顾混凝土结构与钢结构对应关系，在长方向设置若干温度缝（见图8）.
69m 59m A指廊 B指廊 2m 123m 3m 60m C1 C3 图8结构分缝图，红色为混凝土部分结构缝、蓝色为钢结构部分结构缝 场地条件：场地类别为Ⅱ类，抗震设防烈度为7度，设计 0.12 基本地震加速度为0.10g，特征周期值为0.35s（第一组），根 0.11 - 0.10 据《安评报告》地震影响系数最大值为0.095（图9）.
600 0.06 基础形式：根据场地地质勘察报告，航站楼均采用螺旋钻 0.07 孔压灌桩（薄砂层处桩底后注浆）.
桩端持力层采用③层中粗 砂层，单桩承载力为1300KN.
0.02 地下室外墙及底板采用防水砼，抗渗等级P6.
0.01 0.00 T(x) 主要建筑材料： 图9安评与规范反应谱比较 混凝土强度等级： 柱：C40~C50：梁、板、承台、外墙：C30：预应力混凝土梁：C40； 钢筋强度等级： HRB400;HRB500
表1为结构整体指标.
基础安全等级 甲级 支承钢结构的混凝土柱 特一级 抗震设防分类 乙类 结构重要性系数 1.1 3.屋面钢结构设计： 3.1屋面钢结构体系 沈阳机场T3航站楼屋面为空间双弧形曲面.
为满足建筑设计屋面渐变扭转自然形成侧窗，采用空间 变形扭曲落地立体桁架与下部混凝土支承直柱及四叉撑构成稳定的结构体系（图10）.
桁架结构采用由核 心立体桁架和两侧附属桁架构成的空间立体重叠桁架结构受力单元，通过扭转不同角度形成渐变的采光侧 窗（图11）.
附属桁架通过天窗桁架及下弦撑杆与相邻结构单元连接传递纵向水平力，并在柱顶设置拉杆， 形成整体稳定有一定空间协同能力的结构体系.
结构主要竖向荷载和跨度方向的水平力由核心桁架承担， 次结构通过与核心桁架整体组合具有一定的平面刚度和抗扭刚度（图12）.
空侧的落地桁架与幕墙钢梁刚 接相连与陆侧的柱间支撑形成平面抗扭体系（图13）.
屋面钢结构单元分缝详见图8.
1510 42.0e 20.0m .0 24.0m 1.09 13.9m 叉挥柱 温摄土柱 钢柱 28.0精面 20.0 图10T3航站楼主厅屋面钢结构支撑示意图 图11桁架局部以下弦为轴心通过旋转形成侧窗 图12叉撑柱间及各三角单元见的连接杆示意图 空侧落地桁架 空侧幕墙钢梁 星面桁架单元 陆侧柱间支撑 四叉撑柱 图13T3航站楼主厅屋面钢结构支撑示意图
单钢结构模型用于钢结构体系的分 析研究，包括杆件截面选择，节点连接形式、构件强度、变形、整体屈曲模态控制，以及钢结构整体性能 控制.
混凝土与钢结构组合模型是结构体系实际的工作模型，引入下部混凝土结构刚度和质量，模拟上部 钢结构的真实支承条件，按设计控制要求和性能化设计目标进行整体计算分析.
模型中桁架上下弦及中弦 杆为连续杆件、腹杆两端为铰接、天窗桁架与主桁架下弦间的撑杆两端为刚性连接.
屋面桁架与柱的连接 节点为较接，陆侧斜柱、叉撑柱和落地格构柱的柱脚均为不动较支座.
荷载参数和内力组合分别见表2、3.
表2荷载参数 荷戟 取值 荷戟 取值 荷戟 取值 结构构件自重 程序自动统计 屋面风压 0. 3KN/fF 向风荷提按风润试验提供的等效静力风荷 屋面体系自重 0. 6KN/Vf 均布雪载 基本雪压 下弦吊顶、吊 0. 5KN/f 局部雪载 0. 55KN/M X向地震 分别按安评报告提供的反应谱及3 重及其它恒载 Y向地震 条地震动力时程包络值计算，50年 满跨活载 降温30度 2向地震 超越概率63%的水平地震影响系数 0.3KN/VF（核条计 基准温度10度 双向地震 最大值0.095 活载不利布置 算取 0. 3KX/MF) 升温20度 表3内力组合 恒活 恒风温（-) 21 恒雪温度（-）下压风 恒风 12 恒风湿（) 22 恒活温度（）下压风 恒雪 13 恒温（-)风 23 1. 2SgeX/Y/Z地震 恒温度 14 恒温（）风 24 1. 2Sge0.5X/Y地策1.32地震 恒活温度 15 恒活风温度（） 25 1. 2Sge0.2 风X/V/Z地震 恒雪温度（-） 16 恒风活温度（） 26 1. 2Sge0. 2 风0.5X/Y地震1.32 地霞 恒活风 17 恒雪风温度（-） 27 1. 2Sge0.2 风X/Y/Z 地震0. 2 温度() 恒风活 18 恒风雪温度（-） 28 1.0Sge0.2风0.5X/Y地震1.32地震0.2温度（-） 恒雪风 19 恒*活下压风 29 1. 2Sge0. 2 风X/Y/Z 地震0. 2 温度 () 10恒风雪 20 恒雪下压风 30 1. 0Sge0.2风0.5X/Y地震1.32地震0.2温度（) 图14为屋面桁架三角主单元截面尺寸.
空间立体桁架根据受力需要，上弦宽度随扇形面和建筑造型 变化.
桁架宽度主楼悬挑端为15.8m，最宽处17.5m，到空侧落地段收窄为2.5m.
桁架高度由悬挑端0.5m 渐变为最高4.5m，落地段为2.5m.指廊陆侧宽度13.83m，远端宽度19.67m，桁架高度由4.5m渐变为3.5m.
面名称 截团尺寸（切管均采用焊按管） 上弦中 水平上弦 上法中 325x8~325x12 上弦边 299x8~299×10 次膜杆1 水平上弦 140×8~168x10 下弦 351x8~351x16 中强 中 146x6~168x8 上弦边 主取杆 146x8;194x10:203x16 次旗杆2 次腹杆1 140x8:159x10:168x10 主膜杆 次度杆2 121x6 叉撑 叉撑 650×20;650x22 杜调拉杆 325x14 图14屋面桁架三角主单元截面尺寸
组合模型考虑了下部混凝土与桁架杆件连接形式、不同阻尼比等因素的影响，地震 分析方法采用了反应谱法与时程分析法.
表4为设计控制指标，表5、图15为中间单元周期指标及振型图.
表4设计控制指标 钢结构重要性系数 1. 1 桁架一般杆件应力比 0.85 恒载作用 1/500 桁架支座区域杆件应力比 0.75 挠度 DL标准组合 1/400 四叉撑钢柱应力比 0.65 第周期 悬挑部分 1/200 结构线性整体稳定屈曲因子 K >4. 2 柱项位移 1/500 非线性整体稳定屈曲因子 K >2.0 表5中间单元周期指标 SAP2000计算结果 MIDAS 振型 周期 UX UY SunUX SunUY RZ SunRZ 周期 第2周期 1. 061 0. 000 0. 370 0. 000 0. 370 0. 000 0. 000 1. 0751 0. 937 0. 000 0.001 0. 000 0.370 0. 340 0.340 0.9306 0.834 0.410 0.000 0. 410 0.370 0.008 0. 350 0. 8409 第3周期 图15中间单元前三周期振型图 采用Ansys程序进行大震动力弹塑性时程分析、双非线性稳定性分析和节点有限元计算.
在Brawley Airport、ELcentro、人工地震动三种强震记录作用下发生塑性较杆件均为桁架次腹杆，约为杆件总数的 0.4%，桁架上下弦杆、叉撑杆、柱顶拉杆等主要杆件均未出现塑性较.
指廊屋面结构长度接近300m，图16为其计算模型.
对指廊组合模型进行了多遇地震行波效应作用分 析.
采用施加三向支座位移时程的方法进行动力计算，输入的位移时程由加速度时程积分求得.
取考虑行 波效应后时程分析响应包络值与反应谱法的较大值作为地震计算结果，并与静力响应进行组合，得到杆件 应力比.
由计算结果可以看出考虑行波效应 后，少部分杆件应力稍有增加，控制工况为 地震组合的杆件数量略有增加，位移响应稍 有增大，但未超过相应限制.
行波效应对下 部混凝土结构有一定影响，结构两端两跨地 震响应略微明显，支座地震剪力与单点输入 相比约增加7.2%（增大系数1.072）.考虑行 波效应前后杆件轴力对比见图17、18.
图16指廊组合模型 年80095 1 8&大F 图17 Brawley Airport 地震动杆件轴力对比 图 18 El Centro Array #12 地震动杆件轴力对比
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吕西林、陈聪-耗能可更换连梁在钢筋混凝土框架-剪力墙实际工程中的应用研究.pdf
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 耗能可更换连梁 在钢筋混凝土框架-剪力墙 实际工 程中的应用研究 吕西林 ，陈聪 （同济大学土木工程防灾国家重点实验室，上海200092） 摘要：可更换连梁是一种新型结构构件，通过在结构中设置可更换连梁，改变连梁塑性发展机制，将大震下的 破坏集中于连梁中部耗能器而两端连接梁保持弹性状态，震后更换中部耗能器便可快速恢复结构使用功能，符合 可恢复功能结构的思想.
本文用两种软件对一个带有可更换连梁的实际工程进行分析，对比设置可更换连梁前后 原结构与新结构的结构特性及抗震性能变化.
结果表明，设置了可更换连梁的新结构动力特性并无太大改变，小 震作用下结构反应与原结构相差不大，大震作用下钢筋混凝土连梁部分损伤减小，耗能器耗能效果较好.
关键词：可更换：框架：剪力墙：连梁阻尼器 1引言 将结构某部位强度削弱，或在该部位设置延性耗能构件，将削弱部位或耗能构件设置为可更换构件， 并与主体结构通过方便拆卸的装置连接，即为带有可更换构件的结构体系！
.
在地震作用下，结构将破坏 集中于可更换构件，通过延性可更换构件发生塑性变形，耗散地震输入能量，保护主体结构不受破坏或只 受微小破坏，地震作用后只需更换耗能构件就可以恢复结构功能.
可更换构件一般设置于结构易发生塑性变形的部位，将此部位截面有意削弱或更换截面形式，或用延 性材料、新型耗能材料替代原材料，或将此部位用耗能阻尼器替换.
可更换构件一般具有耗能能力强、 易于拆卸的特点，它的功能主要有： （1）在较小地震作用下保持一定的刚度和强度，和主体结构共同抵御外界荷载，震后不需更换，保证 结构体系在正常使用状态下的功能完好： （2）在较强地震作用下进入塑性状态或发生较大位移，耗散能量，将破坏集中以保护主体竖向承重结 构基本完好： （3）较强地震过后易于更换.
可更换连梁为可更换构件的一种，通过在连梁中部设置便于更换的耗能装置，实现较强地震作用下的 “保险丝”作用".
本文重点介绍一带有可更换连梁的框架-剪力墙的实际工程结构，对比分析该新型结 构与原本未设置可更换构件的传统结构的耗能特性.
2工程概况 本文工程为陕西省西安市中大国际项目的住宅建筑，该项目共包括五幢住宅，总平面图如图1所示.
结构形式为框架-剪力墙，地上29层，结构高度为95.5m，地下3层，埋深9.6m.
结构抗震设防烈度为8 度（0.2g），设计地震分组第一组，场地类别ⅡI类，场地特征周期0.35s.
在结构2~20层布置可更换连梁，中部采用剪切屈服型金属阻尼器.
可更换连梁的平面布置见图2，各 层平面布置相同，每幢楼一共布置95个，中部耗能器的构造形式及与连梁混凝土部分的连接如图3，可更 基金项目：国家白然科学基全项目（51261120377，51322803) 作者簧介：吕我林（1955）.男，博士，教授
图4（a)为连梁耗能器在同济大学土木工程防灾国家重点实验室进行的性能试验， 阻尼器在设计位移幅值下往复循环30圈得到的滞回曲线如图4(b)所示，可更换连梁阻尼器滞回效果明显， 设计位移幅值下往复循环30圈后，屈服力几乎没有衰减.
=楼 2=楼 *楼 3年楼 I=楼 -lelell 图1西安中大国际住宅总平面图 预理段 连接板 可更换耗能段 钢筋混凝土连接梁 图2可更换连梁平面布置图 图3可更换连梁示意图 表1可更换连梁参数 连梁耗能 耗能器长 连梁跨度 连接梁高 楼层 耗能器屈 耗能器极 耗能器屈 耗能器极 器型号 度（rm） (x) 度（mm） 服力 限力 服位移 限位移 2-6 d-1 600 1270 950 510 1098 1.12 24 2-6 d-2 600 1270 950 510 918 1.12 24 2-6 d-3 880 1700 950 460 828 1. 82 40.8 2-6 d-4 600 1450 950 370 666 1. 12 24 2-6 d-5 880 1700 950 460 828 1.84 40.8 710 d-1 600 1270 950 510 1098 1. 12 24 710 d-2 600 1270 950 510 918 1. 12 24 7-10 d-3 880 1700 950 460 828 1.82 40.8 7-10 d-4 600 1450 950 370 666 1.12 24 7-10 d-5 880 1700 950 460 828 1.84 40.8 1013 d-1 600 1270 950 510 1098 1.12 24 1013 d-2 600 1270 950 510 918 1. 12 24 1013 d-3 820 1700 950 410 738 1.62 36 1013 d-4 600 1450 950 370 666 1. 12 24
[a)结构整体模型（ABAQUS) (b）结构整体模型（NOSACAD） 图5结构分析整体模型 ABAQUS软件中，梁柱构件采用二节点三维梁单元B31，剪力墙及楼板构件采用四节点三维壳单元 S4R，墙体及楼板分布钢筋采用双层双向钢筋层定义.
B31单元为纤维单元，材料模型只考虑单轴应力-应 变关系，混凝土材料采用用户子材料，本构模型如图6（a)，钢筋和型钢材料采用理想弹塑性本构模型，如 图6(b).
S4R单元混凝土材料采用混凝土塑性损伤模型，单轴应力-应变关系见图6(c)，并考虑正交方向应 力状态对单轴强度的影响，损伤因子按《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）取值，钢筋材料理想 弹塑性本构模型如图6(d).
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 NOSACAD软件中，梁单元采用三线性弹塑性滞回模型，本构关系如图7所示，柱单元采用纤维模型.
效率，刚性楼板假定下结构楼板在NOSACAD软件中未模拟，楼板质量通过导荷施加于梁柱节点.
(a)梁单元混凝土本构模型 (b)壳单元混凝土受压单轴应力-应变曲线 (c）壳单元混凝土受拉单轴应力-应变曲线 （d）型钢和钢筋理想弹型性本构模型 图7梁单元三线性弹塑性模型（NOSACAD） 图6材料本构模型 3.2可更换连梁模型 28 30 耗能结构-向 原结构向 26 24 原结构-向 22 耗能结的向 20 规范限值 18 楼层 16 14 12 10 8 6 4 弹塑性梁单元 2 0.0000 o ↓ 0.0005 0.0010 0.0015 弹塑性桁架单元或轴向阻尼器单元 刚性梁单元 层间位移角 图8整体分析中可更换连梁模拟 图98度小震作用下结构的层间位移角 如图3所示，可更换连梁主要由中部可更换耗能段和两端钢筋混凝土连接梁组成，采用模拟塑性梁相 同的方法将可更换连梁模拟成三段，中部耗能阻尼器用弹塑性桁架单元（ABAQUS中）或轴向阻尼器单元
3.3小震作用下结果 原结构为未设连梁阻尼器的传统结构（S-norm），新结构为设置连梁阻尼器的新型耗能结构（S-damp）， 模态分析得到的两个结构周期及对比见表2，其中差值计算为：（耗能结构周期-原结构周期）/原结构周期.
可以看到，两个结构的扭转周期差别较平动周期大，前12阶周期差值最大为10.51%，总体来说周期差别 不大，可见结构设置可更换连梁后整体动力特性无太大变化.
表2结构周期 ABAQUS软件计算结果 NOSACAD软件计算结果 振型号 原结构周期 耗能结构周期 差值 原结构周期 耗能结构周 (s) (s) (s) 期（s） 差值 1（平动） 2. 708706 2. 7315687 0.84% 2. 545440 2. 593430 1. 89% 2（平动） 2. 405523 2. 4802818 3. 11% 2. 368060 2. 450670 3. 49% 3（扭转） 2. 168915 2. 2526581 3. 86% 1. 865070 2. 009830 7. 76% 4（平动） 0. 803923 0. 8083421 0. 55% 0. 697671 0. 725155 3. 94% 5（平动） 0. 675174 0. 6837607 1. 27% 0. 627752 0. 665648 6. 04% 6（扭转） 0. 648803 0. 6650263 2. 50% 0. 621614 0. 644618 3. 70% 7（平动） 0.403275 0. 4052356 0 49% 0. 551248 0. 558273 1. 27% 8（平动） 0. 342501 0. 3444356 0. 56% 0. 480161 0. 488965 1. 83% 9（扭转) 0. 302279 0. 3096646 2. 44% 0. 407455 0. 450268 10. 51% 10（扭转） 0. 256548 0. 2575726 0. 40% 0. 381233 0. 409221 7. 34% 11（扭转） 0. 242066 0.2420721 0.00% 0. 362782 0. 387819 6 90% 12（平动） 0. 217335 0.2181358 0. 37% 0. 344345 0. 353238 2. 58% 采用振型分解反应谱法对结构进行8度小震作用下的分析，原结构及耗能结构的层间位移角如图9所 示.
可以看到，小震作用下设置了可更换连梁的新结构层间位移角与原结构相比变化不大，由于该结构的 可更换连梁均设置在Y向，Y向差值比X向略大.
3.4大震作用下结果 8度大震作用下结构的反应采用时程分析法.
选用3条天然地震加速度时程记录和2条人工合成加速 度时程作为地震动输入，天然地震波选取双向水平分量，将ElCentro波的双向分量按8度规范反应谱通过 小波变换拟合成具有双向分量的人工波1，直接通过规范反应谱拟合成单分量的人工波2.
地震波详细信 息见表3，地震波输入分量与8度大震作用的规范反应谱对比见图10.选取地震波的双向分量，将结构第 一周期处的反应谱值较大的分量作为地震波主向，另一分量作为地震波的次向，按照8度大震作用，将主 向分量的加速度峰值统一为400gal.
双向输入地震波，将结构弱向（Y向）作为主向输入主向分量，另一 平面方向（X向）作为次向输入次向分量，按照1:0.85的比例调整次向分量的加速度峰值.
表3输入地震波详细信息 地震波 事件 测站 日期 持时/s EI Centro Imperial Valley EL CENTRO ARRAY #9 1940/ 05/ 19 40
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