第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层建筑减振控制研究及工程应用 吕西林2蒋欢军2 (1.同济大学土木工程防灾国家重点实验室，上海200092：2.网济大学结构工程与防灾研究所，上海200092) 摘要：采用减振控制技术是减轻高层建筑风振和地震响应、增强高层建筑在强风和地震作用下的居住舒适性和结构安全性 的有效方法，本文介绍了近年来国内在高层建筑减振控制方面的一些研究进展和工程应用实例.

首先介绍了支撑加阻尼器的 减振技术，支撑一般采用钢结构构件，阻尼器包括黏滞阻尼器、金属屈服阻尼器和黏弹性阻尼器，或者是上述不同阻尼器的 组合.

这类研究和设计方法比较成熟，工程应用较多.

接着，介绍了阻尼墙减振技术，阻尼墙提供的阻尼力大，适应范围广， 安装阻尼墙后建筑的装修也容易实现，但阻尼墙的制造技术复杂，精度要求较高，国内生产厂家很少，工程应用也很少.

然 后，介绍了TMD减振技术.

TMD技术主要用于风振控制，应用较成熟，目前在实际工程中的应用已拓展到了ATMD、电 涡流TMD.

最后，介绍了其他一些新型减报控制技术，包括采用可更换耗能连梁阻尼器减振技术，国内已有5栋高层住宅 应用该技术：飘粒阻尼器减振技术，智利已有1栋高层建筑应用该技术，并经受了大震的考验：非线性能量阱减报技术，目 前已开展了较深入的理论和试验研究，但还没有实际工程的应用.

关键词：高层建筑消能支撑阻尼墙TMD可更换构件颗粒阻尼器非线性能量阱 1引言 高层建筑的减振控制主要包括风荷载作用下的舒适度控制、地震作用下的结构变形控制以及环境振动 引起的结构反应控制等.

在这一领域国际上已开展了30多年的研究工作，也有一定数量的工程应用.

1995 年日本阪神地震以后，隔震和减振控制技术得到了广泛的应用，特别是经过了2011年3月的东日本大地 震的考验，震害证明了采用减振控制的高层建筑表现优异，大大推动了减振控制技术的工程应用，促使日 本的土木工程界形成了共识，目前几乎的新建高层建筑都采用了减振控制技术.

我国在高层建筑领域 的减振控制研究也已有20多年的历史，最近10多年来也有各种工程应用.

本文介绍了国内在高层建筑减 振控制方面的一些研究进展和工程应用实例.

2支撑加阻尼器的减振技术 采用支撑加阻尼器构成消能减振支撑的减振方法近年来在国内有较多研究和应用.

支撑一般采用钢结 构构件，阻尼器包括黏滞阻尼器、金属屈服阻尼器和黏弹性阻尼器，或者是上述不同阻尼器的组合.

吕西 林等提出了一种新型组合式抗震消能支撑川，该装置由铅芯橡胶消能器与油阻尼器并联后再与钢支撑通过 节点板串联后构成，如图1所示.

由于铅芯橡胶消能器与油阻尼器均能提供较大阻尼，前者为变形相关型， 后者为速度相关型，使该装置具有双重消能效果，且铅芯橡胶消能器能提供一定的平面外刚度，可以给油 阻尼器出平面运动限位.

本装置与主体结构的连接简单、施工方便、传力可靠，日后更换简单.

研究人员 系统研究了黏滞阻尼器的抗震消能性能，进行了国产黏滞阻尼器的反复荷载试验，并对安装有该抗震消能 装置的三层钢框架结构模型进行了振动台试验，输入多种地震波对结构进行激励，并与没有安装该装置的 普通结构模型进行对比，验证了所开发的组合抗震消能装置具有很好的消能减震能力.

该消能支撑已在上 海港汇广场（当时国内面积最大的加固改建工程，30万平方米）、上海世博会主题馆（亚洲最大的展馆）、上 海化工研究院办公楼、同济大学土木学院新大楼（国内首次在全钢结构建筑中应用消能减震体系）、汶川地 基金项目：国家白然科学基金重大研究计划集成项目课题（91315301-4），“十二五”国家科技支撑计划课癌（2012BAJ13B02） 作者筒介：吕西林（1955)，男，博士，教授
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 震后多个中小学校舍、医院等的抗震加固、上海市校安工程抗震加固等30多个项目中得到应用，取得了 显著的经济效益和社会效益.

佰芯橡胶消能器 油阻尼器 柱 钢支掉 图1组合式抗震消能支撑 都江堰市天然气公司办公楼于1997年8月设计，总建筑面积5606m²，为钢筋混凝土框架结构，原设 防烈度为7度.

在2008年汶川地震后中房屋结构遭到部分损坏，房屋东西向（纵向）填充墙开裂破坏比 较严重（如图2所示），但主体结构基本完好.

框架梁端出现了细小斜裂缝，楼梯间角柱、楼梯梁、楼梯板 出现了一定程度的破坏.

业主要求对原有结构进行修复和抗震加固，且加固后设防烈度由原来的7度提升 至8度.

为了减少加固工作量，采用消能减震技术进行抗震加固.

经结构计算分析，最终底层采用防屈曲 支撑，2～7层采用上述的组合式抗震消能支撑.

计算表明，原结构地震反应的最大层间位移角发生在2～ 4层，8度小震下纵、横向层间位移角最大值分别为1/504、1/526，8度中震下为1/176、1/184，8度大震 下为1/124、1/94.

增设消能减震装置后，8度小震下结构纵、横向最大层间位移角分别减小为1/861、1/838， 8度中震下为1/313、1/324，8度大震下为1/183、1/161.

8度小、中、大震情况下2~4层的各层层间剪力 分别减少了30%、30%和20%左右.

组合式抗震消能支撑现场安装情况见图3所示.

集能燃气 图2天然气公司办公楼外观 图3组合式抗震消能支撑现场安装情况
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 上海移动通信有限责任公司万荣局是一幢地下一层、地上九层的现浇钢筋混凝土框架-抗震墙结构房 屋，建筑面积约为12000m”.

该房屋原设计为综合通用厂房，业主将其改为移动通信机房和办公用房，建 筑抗震设防类别由丙类变为乙类，使用荷载也发生了变化，楼面荷载由原5kN/m²提高为6kN/m².

由于原 结构平面布置偏心（结构平面布置如图4所示），结构第一振型出现扭转，不满足抗震设计规范要求.

经反 复比较，最终采用带位移型开孔式软钢阻尼器的消能减震支撑调整结构的刚度分布，改变结构的动力特性， 降低结构的地震反应，控制结构的扭转.

根据原结构布置情况，在房屋角部增加消能支撑.

阻尼器安装情 况如图5所示.

和儿幕支伴 图4上海移动万荣局房屋结构平面和阻尼器布置示意图 图5阻尼器现场安装情况 3阻尼墙减振技术 黏滞阻尼墙主要由悬挂在上层楼面的内钢板、固定在下层楼面的两块外钢板、内外钢板之间的高粘度 黏滞液体组成（如图6所示）.

墙板式阻尼器，产品形状类似剪力墙，可以为设置和安装提供方便.

地震 时上下楼层产生相对速度，从而使得上层内钢板在下层外钢板之间的黏滞液体中运动，产生阻尼力.

阻尼 墙内的液体采用阻尼液（烃类高分子材料），材料本身耐久性能高，又不接触空气，使用寿命比建筑物还长.

阻尼墙可以提供较大的阻尼力，随着速度增加，阻尼力增大：其从小位移到大位移都有效，不仅减少位移， 而且可有效减少加速度反应.

阻尼墙的循环性能好，对于持续时间长、循环次数多的地震及持续作用的风 荷载都十分有效.

阻尼墙的单个产品吨位大，集中设置，可减少设置位置，且传力均匀，避免过大的应力 集中，连接构件易于设计.

在工程应用中，黏滞阻尼墙具有如下主要优点：（1）耗能减振效率高，并且对 风振和地震作用均能发挥作用：（2）安装简便，施工误差对耗能减振效果影响小.

其它类型的耗能器由于
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 需要附加支撑，增加了施工难度：并且施工误差会显著降低耗能减振效果：（3）厚度较小，形状规则，安 装后不影响建筑物美观：（4）复位性好，地震后无残余变形：（5）耐久性好，几乎不需要维护.

上层楼面 内钢板 柱 粘滞液体 外钢板 图6阻尼墙的安装和构成示意图 同济大学完成了设有阻尼墙的框架结构的振动台模型试验.

试验模型为一跨、两开间的三层钢筋混凝 土框架结构，采用钢筋细石混凝土制作，试验模型见图7所示.

试验结果表明：在小震作用下，阻尼墙就 发挥了减震效果：在大震作用下，带阻尼墙耗能结构的位移反应比普通结构减小了40%～75%，加速度反 应降低不显著，阻尼墙在大震时的作用更明显（见图8所示）.

图7设有阻尼墙的框架结构振动台模型 with viscous walls without dampers 25 50 10 15 time (s) (a）项层位移反应 0.4 sm snoo 01 without dampers 0.0 0.1 0.2- 0.3 0.4 10 15 20 fme (s) 2 (b)顶层加速度反应 图8模型在El-Centro地震波作用下的反应对比
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 阻尼墙的制造技术复杂，精度要求较高，国内生产厂家很少，目前国内应用也很少，目前已有两个项 目采用了该技术.

唐山万科金御华府项目的2栋32层住宅楼中应用了阻尼墙减振技术.

每栋建筑的总建 筑面积为1.5万平方米，各安装了66个40吨的阻尼墙.

该楼施工时的外观见图9所示，阻尼墙的现场安 装见图10所示.

宿迁恒力水木清华三期项目中也采用了阻尼墙.

其中1栋为26层办公楼，采用了64个 170吨阻尼墙，3栋为公寓式酒店，每栋采用了61个170吨阻尼墙.

图9唐山万科金御华府住宅楼施工时外观 图10阻尼墙的现场安装情况 4TMD减振技术 已有研究表明，结构的阻尼越小时，调谐质量阻尼器（TMD）的控制效果越明显，所以TMD系统特别 适用于阻尼比小（小于0.05）的超高层建筑、高耸塔架和大跨度桥梁的减振控制.

同时TMD对结构风振的控 制效果已经得到理论和工程实例的证实，是非常有效的，控制效果一般在30%以上，最好时能达到50～ 60%.

早在20世纪70年代，关国波士顿60层343.5m高的 John Hancock大楼和纽约 292.6m高的 Citicorp Center大楼就分别安装了数百吨重的TMD装置，有效地控制了结构的风振响应.

台北的101大厦在其顶 部87~92层设置了一个悬吊质量摆形式的TMD，TMD质量为660t，为一直径5.5m的钢球，现场实测结 果表明该TMD系统能减小40%的结构风振响应.

目前对TMD控制结构在地震作用下的研究尚少.已有 研究表明，TMD系统对结构在地震作用下的控制效果不如控制风振作用的效果明显.

主要原因是TMD的 原理是通过调整结构的频率和阻尼来对某一振型进行控制，结构在风荷载作用下的振动主要是以第一振型 为主，但由于地震作用频谱分布的特性（一般为宽带分布）可知，地震作用下高层建筑的响应只考虑一个振 型常常是不够的，可一个TMD只能针对其中某个振型进行调频，这就存在该TMD对其它振型响应的影

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 新疆某机关办公楼结构设计 叶立寰，刘长朋，周亭，陶力” （1、总后建筑工程现划设计研究院.

北京100036：2、上海电子工程设计研究院有限公司，上海200083） 提要针对本工程塔楼偏置、高位转换、平面不规则、建筑长宽比超限、高宽比接近限值、结构超长、房屋空间大、层数、 荷载相差悬殊的特征，采用概念设计方法对结构体系进行选型，对整体布置进行优化，采用型钢混凝土和预应力混凝土技术， 关键构件和薄弱部位进行内力调整、放大，增强结构构件的承载能力和变形能力：对结构超长配置合理的温度应力钢筋，并 采取施工措施减少温度应力：强、中风化基岩地基对盆水效应和地基基础不均匀沉降的预防：大空间楼屋盖的强度、舒适度 的计算分析，确保了结构的安全可靠.

关键词塔楼偏置，高位转换，托柱转换，盆水效应，超长结构，大空间 1工程概况 新疆某机关办公楼工程建设地点位于新疆自 治区乌鲁木齐市青年路以北，总用地面积29676 m，总建筑面积约为105871.19㎡.

该工程由主楼、 东、西辅楼、北辅楼组成，其中主楼地下两层， 地上二十层，屋面距地高度87.80m：东、西辅楼 地下二层，地上十七层，屋面距地高度74.30m： 北辅楼地下二层，地上五层，其中2~3、4-5层为 两层层高的大空间，屋面距地高度23.4m.

地下 二层地面标高-10.50m，地下一层为车库，地下 图1立面图 二层为设备用房及非燃烧品库房，建筑立面见图1，剖面图见图2.

建设场地地处低注狭长的乌鲁本齐河谷平 原，属山前冲洪积小平原地貌，地形变化较小， 地势总体上南高北低，坡度约为2%.

根据乌鲁木 齐市地震局发布的有关资料显示，本建设场地北 侧50~150米内有一第四纪活动断裂，即红山南断 裂，断裂带宽20米左右，呈近东西走向.

该断裂 为隐伏断裂，按乌鲁木齐市规划部门的规定，只 要避开断裂带即属于抗震有利地段，故场地地段 综合划分属对抗震有利地段，建筑场地类别为Ⅱ 类.

本次勘察深度范围未见地下水，场地标准冻 深为1.40米.

结构安全等级二级，工程抗震设防烈度8 度，设计地震加速度值为0.2g，建筑场地类别 为Ⅱ类，设计地震分组为第二组.

设计特征周 期取0.4s.根据《建筑工程抗震设防分类标准》 图2剖面图 叶立寰（1965一），男，工学硕士.

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年 主楼及东西辅楼的抗震设防类别为丙类，北辅楼的抗震设防类别为乙类，主楼及东西辅楼中框架抗震等级 为一级，抗震墙为一级，抗震构造措施提高一度：北辅楼的框架抗震等级为特一级，基本风压均为0.7kN/ ㎡.

地面粗糙度类别C类，基础设计等级为甲级.

2上部结构设计 2.1上部结构布置 结构嵌固于土0.00板，土0.00以上设置3道抗震缝，将地上结构分为主楼、东、西辅楼与北辅楼， 缝宽150、250mm，主楼、东、西辅楼采用框架一剪力墙结构：北辅楼采用框架结构.

地下一层平面如图3 所示，二层平面及分缝关系如图4.

主楼结构单元长115.4m：东西辅楼各长42.2m，宽23.7m：北辅楼东 西长40.2m，宽52.85m，二、四层为长宽各40m的大空间.

北能楼 辅楼 主楼 东辅楼 图3地下一层平面图 北辅楼 南铺楼 主楼 东轴楼 图4二层平面图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2基本计算结果 采用PKPM2010系列之SATWE软件对四个结构单元进行整体建模计算，每个结构单元计算模型地下 室带出两个柱网，以考虑相邻结构单元的影响.

计算得到前3阶周期和振型结果如表1所示，扭转/平动周 期比满足《高规》[1]0.9的限值要求.

表1 振型和周期结果 振 主楼 东辅楼 西辅楼 北辅楼 型 周期 平动系数 周期 平动系数 周期 平动系数 周期 平动系数 号 (s) （XY) （s） (XY) （s） (XY) （s） （XY) 1 1. 708 1.00 1. 557 1. 00 1. 522 1.00 0. 728 0.98 (0.850. 15) (0. 001. 00) (0.001.00) (0. 980. 15) 2 1. 704 1.00 1.292 1. 00 1. 265 1.00 0.700 1.00 (0. 150. 85) (1. 000. 00) (1. 000. 00) (0. 001. 00) 3 1. 343 0.00 0. 945 0.01 0.932 0. 02 0. 573 0.04 (0. 000. 00) (0.000. 01) (0. 000. 02) (0. 040. 00) TVT1 0. 786 0. 606 0. 612 0. 787 多遇地震作用下基底剪力和弯矩结果如表2所示，剪重比满足《高规》[1]的限值要求.

表2 多遇地震作用下基底剪力和弯矩结果 施加荷载（kN） 基底剪力（kN）（剪重比） 基底弯矩（kN.m） 恒载 活载 X向 Y向 X向 Y向 主楼 884920 90226 42027 (4. 31% ) 47494 (4. 87%) 1887167 1926807 东辅楼 363805 41873 20141 (4. 96%) 18284 (4. 51% ) 802106 685035 西辅楼 354474 39631 19835 (5. 03%) 17969 (4. 56%) 798844 683631 北辅楼 244814 23230 19185 (7. 16%) 18834 (7. 03%) 425455 434772 多遇地震、规定水平力作用下水平位移如表3所示，最大层间位移角及扭转层间位移比满足《高规》 [1]的限值要求.

表3 多遇地震、规定水平力作用下水平位移结果（括号内为位移所在楼层） 最大层间位移角 扭转层间位移比 X向 Y向 X向 X±5% Y向 %9A 主楼 1/1026 (12) 1/972 (14) 1. 03 (2) 1. 02 (2) 1. 00 (2) 1. 16 (2) 东辅楼 1/1093 (13) 1/898 (13) 1. 03 (2) 1. 08 (2) 1. 12 (14) 1. 18 (14) 西辅楼 1/1158 (9) 1/922 (8) 1. 02 (3) 1. 06 (3) 1. 10 (14) 1. 17 (14) 北辅楼 1/760 (2) 1/867 (2) 1. 12 (1) 1. 23 (4) 1. 04 (2) 1. 09 (2) 2.3不规则与超限情况判定 结构不规则情况的判断主要依据住房与城乡建设部颁布的《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术 要点》（建质[2010]109号，以下简称《国家要点》）.

结构不规则情况见表4，针对不规则情况，提出相应 的构造加强措施，并进行相应补充计算，保证结构实现小震不坏、中震可修、大震不倒的性能目标.

表4 结构不规则项判定 结构单元序号 不规则类型 结构情况 超限判断 主楼 表三4项高位转换 结构上部外围四周框架柱均内收约1.2m 是 ② 表三6项塔楼偏置 主楼与大底盘的质心偏心率约为23% 是 ③ 表二3项楼板不连续楼板有效宽度占该层楼板典型宽度的比值为0.36 香[注]
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 ④ 表二5项构件间断 结构上部外围四周框架柱均内收约1.2m 是 表三4项高位转换 结构上部外围四周框架柱均内收约1.5m 是 东西辅楼 ② 表二3项楼板不连续 楼板有效宽度占该层楼板典型宽度的比值为0.31 香[注] ③表二5项构件间断 结构上部外围四周框架柱均内收约3.9m 是 注：1、对整体结构抗震性能未造成大的影响，不属超限，局部加强.

2.4针对结构超限采取的措施 构造措施： 1、根据建筑功能和结构超限情况，主楼、东西辅楼抗震构造措施提高一度.

2、主楼、东西辅在建筑的下部若干层采用型钢混凝土柱.

作为高层建筑的型钢混凝土柱，除了有效 提高外框架的延性外，有利于提高框架的承载力和延性，其抗压、抗剪、抗弯承载力大，有效地 减小了柱截面尺寸，其在防火、抗火和耐腐蚀方面性能优良，从面保证了地下车库的有效使用和 建筑结构的安全.

3、主楼、东西辅底部加强区取至塔楼偏置楼层上一层，约束边缘构件及型钢柱过渡区再上延一层， 型钢混凝土在梁柱节点楼层标高处设水平加劲板，以加强节点区的承载能力和延性性能.

4、结构顶部外围柱内收部位，采用型钢混凝土转换梁、转换柱，转换层楼面板厚加大，并采用双层 双向配筋.

为使转换梁的上层柱柱底平面外方向弯矩得到平衡，在垂直于转换梁的方向也布置了 抗弯构件.

由于建筑顶部为大空间，大部分内柱无法保留，内收的主楼外围四角框架柱设置了型 钢，从而满足转换层内力大、变形大的要求.

计算措施： 1、塔楼偏置楼层、楼板不连续楼层、转换层采用弹性板假定，真实考虑楼板刚度.

2、托柱转换的转换梁、转换柱按转换构件进行内力调整放大.

2.5北辅楼结构设计 本工程2至5层为大空间，内部中柱被取消，因此形成一个40mx40m的大空间结构.

为实现建筑布 局并确保结构安全，结合工程经济性，对楼层梁考虑了正交正放与正交斜放两种布置方案.

通过对比正交 正放、正交斜放网格梁的受力特点发现：正交正放梁，中间弯矩大，周围弯矩小：正交斜放梁，中间弯矩 小，周围弯矩大，如图5、6所示.

对于正交斜放梁来说，中间梁跨度大、弯矩小，周围梁跨度小、弯矩 大，受力更加合理，提度对比如图7、8所示，正交正放梁下沉变形集中在中部，表现为中间大、四周小： 2427 3804 4776 3787 2428 L19 U. 3563 6960 g45 66 3574 ury. 3527 19455 6880 3530 S019_ 图5正交正放梁弯矩图 图6正交斜放梁弯矩图 而正交斜放梁因为力的传递相对均匀分散，下沉变形也比较分散，相对较小，比较合理.

本工程最终采用 图9所示结构布置形式，楼层梁内施加预应力，以满足正常使用要求.

大空间楼盖结构还应具有适宜的舒适度，除严格控制梁、板正常使用极限状态的挠度、裂缝外，还验
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 算了楼盖结构的竖向振动频率和振动加速度.

楼盖结构自振频率为6.75Hz，大于规范要求的3Hz，竖向振 动加速度0.013m/s，小于规范限值0.05m/s²，舒适度满足要求.

142 i9.5 142 133 198 1128 13.9 191. 111.5 图7正交正放梁挠度图 图8正交斜放梁挠度图 图9北辅楼三层结构模板图 图10网架上弦安装图 图11网架下弦安装图 图12网架腹杆安装图 当地气候条件特殊，全年最低气温-30℃，屋面直晒温度可达70℃，最大温差达到100℃.

若采用轻质 金属屋面，面由于温差大，当地几乎金属屋面均发生不同程度渗漏，故决定采用发泡水泥复合网架板，

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 楼层受剪承载力的计算方法与软件实现 史建鑫 （1.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） 提要：本文从楼层受剪承载力理论计算方法出发，介绍了SATVE软件在统计楼层受剪承载力时的计算方法，以 及一些特殊处理的原因.

关键词：楼层受剪承载力，SATWE，简化算法 1前言 合理的建筑形体和布置在抗震设计中是很重要的，其中，规则性是一个重要概念.

“规则性”不仅包 括建筑的平、立面外形尺寸的要求，还包括抗侧力构件布置、楼层质量分布、以及楼层承载力分布的要求.

GB50011-2010《建筑抗震设计规范》第3.4.2和3.4.3条与JGJ3-2010《高层建筑混凝土结构技术规程》 ②第3.5.8条指出：对承载力分布不规则的楼层，其对应于地震作用标准值的剪力应乘以1.25倍的增大系 数.

由此可见，楼层受剪承载力是结构抗震设计中的一个重要指标.

2楼层受剪承载力的计算方法 软件主要按现行国家标准GB50023-2009《建筑抗震鉴定标准》国附录C中钢筋混凝土结构楼层现有受 剪承载力的规定计算楼层受剪承载力，公式如下.

对于公式没有涵盖的情况，软件在遵循公式基本原理的 基础上，也做了一些修正.

V =∑V 0.7∑V 0.7∑V (1) 式中：V，-一楼层总现有受剪承载力 EV-一框架柱层间现有受剪承载力之和 V-一砖填充墙框架层间现有受剪承载力之和 EV-一抗震墙层间现有受剪承载力之和 2.1柱的受剪承载力计算方法 在已知柱截面尺寸和配筋量的前提下，柱的受剪承载力应由以下两种计算方法的较小值确定： 作者美介：史建癌（1988一），男，张士，助理工程师
1）根据规范给出的柱的受剪承载力计算公式计算得到的数值： 2)在已知柱轴力的前提下，根据偏压构件的配筋公式，可以算出其受弯承载力M.

假定柱反弯 点位于中点，则可由M算出相应的受剪承载力V Vm = 2M / L (2) 若柱截面相对于整体坐标系XOY有转角，则计算得到的V还应投影到整体坐标系的X和Y轴上.

2.2支撑的受剪承载力计算方法 与柱不同，软件将支撑按照其与竖轴Z的夹角分为三类（如图1所示），分别用不同的方法计入其对 楼层受剪承载力的贡献.

1）与竖轴Z的夹角小于一定角度的支撑按照柱来计算其受剪承载力： 2）与竖轴Z的夹角大于一定角度的支撑不计入其受剪承载力.

因为在结构中，极少出现与竖轴Z的 夹角很大的支撑，即使存在这样的支撑，大部分也属于层内构件（即上下端并不同时与上下楼板 相连的构件），因此也就不计入其对楼层受剪承载力的贡献： 3）以上两种情况之外的支撑，按照其轴压承载力N在整体坐标系×和Y轴上的投影计入其对楼 层受剪承载力的贡献： 刚性楼板 oz>0 ∈[20° 70°] 图1支撑的不同形式 2.3混合结构中钢构件受剪承载力的折减 在水平荷载作用下，楼层中混凝土构件和钢构件的层间位移-水平荷载曲线如图2所示.

图中钢构件还 没达到其受剪承载力，混凝土构件就已经超过峰值，进入下降段.

因此，对于混合结构，在选加各构件受 剪承载力来计算楼层受剪承载力时，需要对钢构件的受剪承载力做一定的折减.

F 砼构件 钢构件 构件层间位移 图2不同材料构件的层间位移-水平荷转曲线
3 受剪承载力计算的软件实现 3.1混凝土柱受剪承载力的软件实现 根据前述柱的极限受剪承载力计算方法，程序的计算流程如图3所示： 直接计算 计算柱的 柱的受剪 受弯承载 承载力 力Max Vnsx1 计算柱的受剪 承载力Vmax2 Vnax2=2Msax/L 柱的最终受剪承载力 Vanxmin Vx1 Vax2) 图3柱极限受剪承载力计算流程 其中，若柱在重力荷载代表值作用下轴力N为压力，则参照GB50023-2009《建筑抗震鉴定标准》国 公式C.0.2来计算柱的受剪承载力： V 0.16 fabhf A h0.056N 1.5 (3) S 若N为拉力，则参照GB50010-2010《混凝土结构设计规范》公式11.4.8来计算柱的受剪承载力： Vat 0.16 fbhf A 1.5 h-0.2N (4) S 当上式右侧计算值小于f A h时，取f A S S S 义请参照相关规范.

计算柱受弯承载力相当于在已知柱截面尺寸、对称配筋配筋量和柱轴力的前提下，计算柱所能承受弯 矩的最大值，其计算流程如图4所示.

计算柱在重力荷载代 表值作用下的轴力N 压力[ N为拉力还是 计算压弯柱的受弯 压力 承载力Mmax 拉力 计算拉弯柱的受弯 承载力Max 图4柱受弯承裁力计算流程 若柱在重力荷载代表值作用下轴力N为压力，则首先计算出柱截面的受压区高度x（计算公式根据大 偏压还是小偏压有所不同），然后根据x计算受弯承载力.

具体计算公式参考GB50023-2009《建筑抗震鉴 定标准》公式C.0.3 当N≤fbh时： M = f A (h a) 0.5Nh(1N / fmbh) (5) 当N>uxfbh时： Mmx = fA (h a²) (10.5)fbh² N(0.5h a) (6) (50.8）NfxA 5= （-0.8）fbh-fA (7) 上式中具体符号含义请参照相关规范.

若柱在重力荷载代表值作用下轴力N为拉力，则受弯承载力计算公式如下： M = fA （h a²)N(0.5ha) (8) 3.2混凝土支撑受剪承载力的软件实现 如前文所述，与竖轴Z的夹角0.13时： A_J M =1.15(1 N )Wf (12) A f 3.4钢支撑受剪承载力的软件实现 若钢支撑与Z轴夹角小于20"，则按照钢柱计算其受剪承载力：若钢支撑与Z轴夹角在[20° 70]范围内， 则按照图5所示的支撑轴压承载力计算流程计算其能承担的轴压力最大值N.

计算支撑根据截面积得 计算支撑在X和Y方 到的抗压承载力Nc 向的欧拉力Nx和Ny 计算支撑在重力荷载代 表值作用下的轴力N ↑ 支撑的轴压承载力为 Nmax=min (min (Nx Ny) N Ncabs (N)) 图5支撑轴压承载力的计算流程 其中，欧拉力的计算参照GB50017-2003《钢结构设计规范》s.2.5 N =π²EA/(1.1A²) (13)

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 CFG桩复合地基增强体偏位影响分析 卢萍珍于东晖方云飞鲁国昌 （北京市建筑设计研究院有限公司，北京100045） 摘要：某工程施工质量检验过程中发现CFG桩复合地基增强体明显偏离设计位置.

在当前情况下，复合地基的承载力和变 形是否仍然满足设计要求、基础底板及梁的原设计配筋是否有足够的安全储备成为建设单位及工程设计人员尤其关心的间 题.

根据对现场复合地基增强体单桩静载荷试验、复合地基静载荷试验，以及桩间土浅层平板载荷试验的结果，对实际状态 下复合地基承载力进行了综合分析和评估：同时，应用PLAXIS3D2013程序，采用其内置的桩单元模拟CFG桩，并分别 按设计桩位和施工桩位布置建立三维数值模型，进行了地基和基确的协同作用分析，对增强体桩位偏差工况条件基础底板的 沉降、以及底板和梁的内力分布进行了对比分析，为随后的工程处理提供了依据.

关键词：CFG桩复合地基：桩位偏差：协同作用：三维数值分析 0前言 CFG桩复合地基因其施工工艺简单、施工周期短、工程造价相对较低而地基承载力提高较大等特点， 多年来，在地基处理工程中得到了广泛应用，虽历经20多年的发展已成为成熟工艺，但由于设计与实施 过程中某些环节控制不到位等原因，仍会造成CFG桩复合地基施工中的一些质量问题.

某办公楼采用CFG桩复合地基处理后，出现桩位整体偏位，且较多桩位偏差均大于规范要求范围.

针对该间题，根据现场检测资料，并应用PLAXIS3D2013程序，采用其内置桩单元模拟CFG桩，分别按 设计桩位和施工桩位布置情况建立数值分析模型，针对承载力和变形，以及结构内力，进行综合分析，为 随后的工程处理提供了依据.

1工程概况 1.1工程简介 某办公楼，地上24层，地下2层，结构体系为钢筋混凝土框架-核心筒结构，基础形式为梁板式筏板 基础，基础梁高2.6m，筏板厚：核心筒区域0.9m，非核心筒局部区域1.2m和1.4m.地基采用CFG桩复 合地基方案.

根据上部结构要求，基础底面地基承载力特征值：1区不小于550kPa：ⅡI区不小于380kPa.

CFG桩和不同板厚的区域布置说明详图1.

其中1区为办公楼核心筒区域：ⅡI区为办公楼非核心简区域.

作者黄介：卢萍珍，女，1982年生，工学硕士.

中级工程师.

注册土木工程师（岩土），主要从事地基基础方面的咨询，设计和研究.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 口 口 口 A A A I区 / FB3 1区 FB3 FB1 FB1 图1CFG桩及不同板厚的布设区域示意 1.2岩土工程条件 工程地基直接持力层土为5层细砂，典型地层剖面详见图2，各土层岩土工程参数详见表1.

勘 察场区稳定水位埋深在14.6~16.3米.

表1各土层岩土工程参数表 天然 快剪 压缩模量 核的极限例阳力 桩的极限端阻力 地基承载力特 层号 岩性名称 重度 Eas42 标准值4 标准值 征值 /kPs (C) /MPa /kPa AP 细砂 195 1 26 28 50 240 @ 粉质粘土 193 25.1 24.8 11.70 66 1400 180 细砂 195 0 28 33 65 2400 280 @ 卑石 20 0 40 150 4500 400 砂 215 0 30 32 OR 8 粉质粘土 198 52.5 29 8.71 0 细砂 20 0 32 35 1.3CFG 桩设计参数 依据地基处理技术设计规范，该办公楼CFG桩复合地基主要参数如下表2所示.

表2CFG桩复合地基设计参数 设计参数 参数取值 设计参数 参数取值 1区 Ⅱ区 1 单驻承技力特征值RAkN 660 桩径/mm 400 400 天然地基承载力特征值&Pa 240 240 有效柱长/m 13.0 复合地基承载力特征值f&Pa 550 380 桩间距m 1.2 12 桩身混凝土强度等级 面积置换率 8.73 8.73 2 工程问题及分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 根据地基处理技术规范：“复合地基增强体单桩的桩位施工允许偏差：对条形基础的边桩沿轴线方向 本工程为梁筏基础，其施工允许偏差应按桩径的土40%控制，即偏差应在土160mm范围内.

本工程中CFG桩复合地基工程施工完成，清除保护土后发现，CFG桩施工桩位与设计桩位偏差较大， 偏差距离约200~960mm，该偏差已远远超过上述规范要求偏差范围.

整体和局部桩位分布，以及施工现场 照片分别如图3-4所示.

其中图4（a）为局部偏差较大、置换率最不利位置示意图，其中标识区域面积为 2.48m2，根据单桩面积0.1257m2，计算可得置换率为5.07%，与设计面积置换率相比，该值约降低42%.

基底面 1* 4 12 16 24- 28- -cc- 0 36- 40- 48 52 图2典型地层创面图 图3设计及施工桩位分布 (a）最不利置换率示意 （b）现场照片 图4局部施工桩位及现场照片 3工程检验及分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 根据CFG桩复合地基施工质量验收检验内容的相关要求3，在CFG桩施工后，进行了增强体单桩静 载荷试验和单桩复合地基载荷试验，试验结果及分析详见3.1-3.2节内容.

鉴于桩位偏差较大，受其影响部分区域面积置换率较小，基于复合地基概念，专门进行了桩间土浅层 平板载荷试验，通过现场试验进一步验证地基承载力，检测成果及分析详见3.3节内容.

3.1增强体单桩静载荷试验及分析 试验承压板采用直径500mm的圆板，1区（15m桩长）单桩试验最终加荷1460kN：ⅡI区（13m桩长， 下同）单桩试验最终加荷1300kN，所得试验结果如下图5所示.

Q(kN) 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600 0 10 (uujs 15 20 25 图5增强体单桩静载荷试验Q-s曲线 由图5可见，增强体单桩的Q-s曲线均呈缓变型，在最大加载量（2Ra）1460kN和1300kN时，其对 应的沉降值分别为16.7~20.3mm和15.9~19.4mm 根据地基处理技术规范中关于复合地基增强体单桩静载荷试验的规定，Q-s曲线均呈缓变型时，取桩 顶总沉降量s为40mm所对应的荷载值作为单桩竖向抗压极限承载力.

由此判断，本工程中单桩承载力满 足设计要求，并具有一定的安全储备.

3.2单桩复合地基静载荷试验及分析 试验承压板采用边长1.2m×1.2m的板（面积为1.44m2），1区最终加荷1585kN（相当于1100kPa）： II区最终加荷1095kN（相当于760kPa），所得试验结果如图6所示.

由图6可见，单桩复合地基p-s曲线均呈缓变型，在设计加载量为1100kPa（I区）和760kPa（ⅡI区） 时，对应的沉降值分别为3.9-5.4mm和3.5~5.4mm.

根据地基处理技术规范中关于复合地基承载力特征值确定的规定，当压力-沉降曲线是平缓的光滑曲线 时，可按相对变形值确定.

本工程桩身范围内以卵石为主，则应取s/b等于0.008，即s=1.2m×0.008=9.6mm 对应的压力值.

该压力值大于最大加载压力的一半，因此1区和ⅡI区复合地基的承载力特征值分别为550kPa 和380kPa.

由此判断，本工程中复合地基承载力满足设计要求.

3.3桩间土平板载荷试验及分析 浅层平板载荷试验承压板采用边长为0.5m的方板（面积为0.25m²），各试验点设计最大加荷180kN（相 当于720kPa），所得试验结果整理如图7所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 689 [09) 1:2(0 2 300 p(kPa) 00 909 600 700 900 19 15 25 23 35 图6单桩复合地基静载荷试验曲线 图7桩间土平板载荷试验曲线 由图7可见，各试验点对应的p-s曲线均呈缓变型，根据地基基础设计规范中关于确定浅层平板载 荷试验中地基承载力特征值的相关规定，本工程中桩间土承压板下应力主要影响范围内的地基承载力特征 值f为324kPa.

该地基承载力特征值为原地基设计值（240kPa，见表2）的1.35倍.

由此判断地基承载 力具有一定的安全储备.

4变形及结构内力分析 CFG桩复合地基的变形计算数值方法大致有两种，一种为传统的复合土层模型，一种为桩体置换模型.

前者将桩间土和增强体综合考虑为复合土层单元，用复合土层的参数进行模拟计算：后者在模型中考虑了 的增强体.

针对本工程，首先对设计桩位情况下，进行了两种不同分析方法的计算与对比.

并在变形与内力方面 得到较好的印证.

本文采用桩体置换模型，从设计桩位与施工桩位偏差对比分析的角度，得到偏差前后基 础底板的沉降，以及基础梁和板的内力对比情况.

4.1三维有限元模型及参数 PLAXIS3D2013是用于分析岩土工程中的变形和稳定性的三维有限元计算分析软件，具备分析处理 复杂岩土结构和建造过程的功能特性.

对于复合地基，褥垫层、基础（本工程中为梁筏式）、增强体和土 体之间协同作用，只有应用三维有限元软件，才能更加精确地反映工程特性.

PLAXIS3D2013中自带的桩单元是由梁单元加特殊界面单元构成，其中特殊界面单元用以模拟桩土 相互作用，即侧摩阻力和桩端阻力.

关于该程序及其中桩单元的详细介绍可参见文献[8].

本文数值计算采用PLAXIS3D2013程序.

褥垫层及基础梁、板根据实际设计图纸布置：根据桩的分 布的不同（设计桩位和施工桩位）先后建立两个分析模型.

土体采用莫尔-库伦弹塑性模型：CFG桩采用 程序中自带的桩单元进行模拟.

土体及桩的工程参数见表1.

计算模型见图8~9.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某塔楼偏置超限高层结构设计 卢云军焦俭彭国之 （浙江省建筑设计研究院，杭州，310006） 提要：介绍了某塔楼偏心布置的大底盘双塔复杂高层的结构设计.

计算了结构反应语小震弹性分析、多 遇地震弹性时程分析和静力弹塑性分析，分析结构抗震超限情况并给出了相应的应对措施.

此类结构存在 扭转效应明显和刚度突变的特点，弹塑性分析结果显示塔楼底部和裙房收进位置上下层的竖向构件是可能 的薄弱部位，设计时应重点加强.

设计时宜考虑塔楼和裙房的相互作用并对裙房顶层楼板做应力分析，薄 弱部位重点加强.

关键词：塔楼偏置：扭转效应：刚度突变：静力弹塑性：大底盘多塔：超限高层建筑 1 项目概况与结构选型 某城市综合体项目商业区块包括四层购物中心裙房、超高层酒店及办公楼和两栋高层酒店式办公板楼.

建筑功能需要，两幢酒店式办公楼和四层商业裙楼不能设置结构缝脱开.

在裙楼中部设置结构缝，减少地 震作用下的塔楼偏心布置的不利影响.

设缝后与塔楼相连部分裙房平面如图1所示.

主屋面高度分别为146 米和99.9米的高层酒店式办公板楼A座、B座和四层商业裙楼组成一个结构单元，属大底盘双塔结构，多 塔立面如图2所示.

(2.5p. 71.6m 6.6m 71.6m (H=146n) A座 (H=99. 9=) B座 2 (H=23. 1e) 猴房 117.7m 图1设缝后与塔楼相连部分裙房平面 图2多塔立面效果图 群楼负一层至三层为购物中心，四层为影院、KTV.

图1所示裙房地上建筑面积约五万平方米，属于 人员密集场所，抗震设防类别为重点设防类.

裙房采用框架结构，高层板楼采用框架剪力墙结构，标准 层结构布置如图3和图4所示.

日 LE 图3A座标准层结构布置 图4B座标准层结构布置 作者简介：卢云军，硕士，工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 高层板楼偏心布置：裙房顶层收进后的水平尺寸小于下部楼层75%：B座裙房高度大于总高20%：存在 扭转位移比偏大和楼层刚度突变等多项抗震不利因素，本工程已通过江省超限高层抗震审查.

2风荷载与地震作用参数 根据荷载规范和混凝土高规的要求，本项目按照50年一遇的风荷载（0.45kN/m2）进行正常使用极限 状态验算，按照该基本风压增大10%进行承载力极限状态验算，按照10年一遇的风荷载（0.30kN/m2）进 行舒适度分析.

地面粗糙度取C类.塔楼A座风荷载体型系数us取1.4，塔楼B座us取1.3，裙房口s=1.3.

本工程抗震设防烈度为6度，设计基本地震加速度0.05g，地震分组为第一组：场地类别为Ⅲ类，特 征周期Tg=0.45s（安评报告Tg=0.30s），地震影响系数0.04（安评报告为0.07).

规范谱与安评谱比较如图 5所示.

周期折减系数取0.75，0.2Q调整按实际情况分裙房以下和裙房到屋顶两段调整.

9t /0 (a08 65 1g8 15 9.9) 图5规范谱与安评谱 反应谱小震弹性分析 结构计算分析采用SATWE和MIDAS Building两种软件进行整体计算，多塔计算模型如图6所示.

单 塔、多塔模型分别计算，并且把规范谱计算结果与安评谱计算结果进行比较.

结构总重量及前三阶周期 表1 计算软件 SATRE Midas Bui1ding 总重 217313 220866 量（t） B 156801 158270 T1 A 4. 5114 (0. 82Y) 4. 3828 (0. 84Y) 3. 1586 (0. 89Y) 3. 0888 (0. 86Y) T2 A 4. 0844 (0. 84X) 3. 9519 (0. 91X) B 2. 9017 (0. 88X) 2. 7883 (0. 85X) T3 A 3. 3058 (0. 952) 3. 2242 (0. 87Z) B 2. 3066 (0. 912) 2. 2202 (0. 952) T3/T1 A 0. 733 0. 736 B 0. 730 0.718 图6多塔 SATWE模型 3.1周期和结构总重量 分塔模型计算的结构总重量及前三阶周期见表1.SATWE和MIDAS-Building计算的结构总重量、振动 模态和周期基本一致，初步判断模型的分析结果准确、可信.

3.2基底剪力和倾覆弯矩 在地震和风荷载作用下，分塔模型计算的底部剪力和倾覆力矩见表2和表3.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 A座基底剪力和倾覆弯矩 表2 B座基底剪力和倾覆弯矩 表3 Midas 计算软件 SATRE SATVE 计算软件 SATVE Midas SATAE Bui1ding （安评） Building （安评） 风荷载基 8900 9253 风荷载基 3669. 4 3858. 8 3669. 4 底总剪力 Y 12125 11658 12125 底总剪力 Y 7412. 9 7563. 7 7412. 9 基底 727047 697084 727047 基底 196428. 4 211430. 4 196428. 4 倾覆弯矩 Y 11489110 10323871 1148911 倾覆弯矩 438816. 8 399769. 9 438816. 8 水平地震 12588 12241 17556 基底剪力 水平地震 12475 12350 17195 10468. 6 10945. 07 14646. 1 基底剪力 基底 692503 932374 1121527 11944.8 12407. 95 16342.8 X 倾覆弯矩 908513 基底 Y 654664 10565040 X 399840. 5 501035. 0 636257. 6 倾覆弯矩 Y 395379. 1 521655. 8 641262. 6 SATVE和MidasBuilding计算结果基本一致，安评谱计算的基底剪力约规范普计算值1.4倍，倾覆力 矩约1.6倍.

3.3层间位移角和扭转位移比 计算风荷载和多遇地震作用下层间位移角和扭转位移比采用多塔模型，SATWE计算得到的层间位移角 和考虑偶然偏心的扭转位移比见表4.

层间位移角和扭转位移比（多塔） 表4 方向 X向 Y向 规范地震作用最大层间位移角 1/1586（A座 28层) 1/1162 (A座 28 层) 风荷载作用最大层间位移角 1/1191(A 座 23层) 1/ 997（A座 23 层) 安评地震作用最大层间位移角 1/1004(A 座 28 层) （Y）68L/ 地震作用最大位移比 1.27（裙房顶层） 1. 35 (A 座 29 层) 在安评地震作用下，位移角接近规范限值1/800.

在考虑偶然偏心影响的规定水平地震力作用下，X、 Y向最大扭转位移比在1.2~1.4之间，属于一般扭转不规则.

3.4框架承担的倾覆力矩和地震剪力 两座塔楼框架承担的地震剪力均大于20%，不需剪力调整.

各楼层框架和剪力墙分别承担的倾覆力矩 分别如图7和图8所示.

由图可知，除顶部几层外，A座框架所占倾覆力矩的比例均在30~40%之间：B座11层以下框架所占倾 覆力矩均小于50%，可以按框架剪力墙结构进行设计.

0/00A 力比风 0.ON 86.00% 10.0B TE.90 (6.90 F0.0P 10.0% 10.0D $6.004 10.00A 20.005 16.00 000 25 a)X向 b)Y向 图7A座各楼层框架承担倾覆力矩的比例
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 100.004 100.00% 90.004 力比[X） 90.00 50.00 0009 顽力规比（所） 70.00 方场 00 60.00% 60.005 50.004 50 .00 40.00% 40.009 20.00% 20.00 20.00 00 10.00% 10.00% 0.00% 10 15 20 0.00 0 19 a)x向 b)Y向 图8B座各楼层框架承担倾覆力矩的比例 3.5侧向刚度比 按照地震剪力与层间位移比算法计算层间刚度比，各楼层侧向刚度与相邻上部楼层侧向刚度0.7倍或 其上相邻三层侧向刚度平均值的0.8倍比值的最小值，如图9所示.

可以看出，A座结构层30（建筑避难 层）因为层高较高，侧刚比0.83小于1，属于软弱层，侧向刚度不规则.

35 35 30 30 25 20 20 15 10 肉 -IR 别变比 别度比 a）A座 b）B座 图9侧向刚度比 多遇地震弹性时程分析 多遇地震弹性时程分析采用安评提供的2条天然波和1条人工波进行小震双向弹性时程分析，并与规 范反应谱分析进行比较.

采用的地震波加速度时程见图10.

BIFt/E FIPA a)人工波1 换图 b）天然波1 c）天然波2 图10天然波和人工波加速度时程
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 比较表5和6中时程分析与反应谱法所得的底部剪力，每条时程曲线计算所得基底剪力均在振型分解 反应谱法计算结果的65%至135%之间，多条时程曲线计算的平均值不小于反应谱法计算结果的80%.

设计 取时程法的包络值和反应谱法的较大值.

根据计算结果，利用反应谱进行配筋计算时，楼层地震力应适 当放大.

A座时程法与反应谱法基底剪力 表5 B座时程法与反应谱法基底剪力表6 时程 天然 天然 方向 人工 平均值 时程 天然 方向 天然 A工 法 波1 波2 波1 法 波1 波2 波1 平均值 底部 X 8.92 9.24 15.62 11.26 底部 X 10. 08 7.49 13. 09 10. 22 剪力 Y 8.25 11.87 16. 76 12.29 剪力 Y 8.72 8.28 15.77 10. 92 X 0.71 0.73 1.24 0. 89 x 0.96 0.72 1.25 1. 02 比值 Y 0.66 0.95 1.34 0.98 比值 Y 0.73 0. 69 1. 34 0. 98 反应谱法Vx=12.59:Vy=12.48（单位10%kN） 反应谱法Vx=10.47;Vy=11. 94（单位10kN） 5 静力弹塑性分析 采用中国建筑科学研究院的EPDA程序进行罕遇地震作用下的静力弹塑性分析.

侧推水平荷载采用倒 三角形分布，结构抗倒塌验算结果见图1112. 18 1.1 / ne k.1 11 /tiS /29) m 61 asskaan / /3090 比s12 图11A座Y向静力推覆性能谱需求谱曲线 图12B座Y向静力推覆性能谱需求谱曲线 塔楼A座性能点最大层间位移角为1/298，对应的顶点位移最大450.6mm.

塔楼B座性能点最大层间 位移角为1/448，对应顶点位移最大187.2mm，满足框剪结构弹塑性层间位移角限值1/100的要求.

通过静力弹塑性分析发现，塔楼底部和裙房屋顶上下层的竖向构件是可能的薄弱部位.

设计时竖向构 件底部加强区高度取一层到裙房上两层.

裙房屋面上下各一层范围的塔楼竖向构件抗震等级提高一级，箍 筋全高加密，并按中震弹性设计.

结构超限情况及应对措施 根据抗规和高规的相关内容，本工程不规则判定情况汇总见表7.

针对本工程特点和超限情况，采取以下应对措施

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某地铁车辆段上盖开发超限高层结构设计与研究 刘传平张志彬刘恺 （同济大学建筑设计研究院（集团）有限公司，上海200092） 摘要：城市轨道交通车辆段工程一般占地面积较大，对其上盖空间进行物业开发、利用研究，能充分提升城市土地使用价 结构特点，因建筑功能需要而存在多种体型不规则，不能满足国家现行相关规范与规程的情况，采用基于抗震性能的设计方 法来进行结构设计，同时结合工程结构体系特点和超限情况，有针对性地提出了结构加强措施和关键部位结构构件的抗震性 能目标，采用多个计算软件对结构各抗震阶段进行对比分析计算.

研究分析结果表明，提出的结构体系和采取的结构措施安 全可行，可为类似工程设计提供参考.

关键词：地铁车辆段停车列检库上盖开发超限性能设计 1.工程概况 金桥车辆段停车场项目位于上海浦东地区，项目地块内规划集成了上海轨道9号线、12号线和14号 线三条线路的停车列检库区.

目前规划进行上盖物业开发的区域位于9号线列检库（E区和C区）上方， 规划为汽车停车库、多高层住宅公寓、幼儿园和小学教学楼、办公楼等.

E区列检库总长364m，宽196m，沿长向共设3道结构缝将整个库区分为4个相互独立的抗震单元（E1E4 区）.建筑底层为列检库，层高为9.7m，上盖物业建造在列检库大平台之上，为7~18层住宅公寓楼.

开发 物业的首层（即列检库大平台上一层）为架空层，层高4.7m，主要用作汽车停车库和设备层：二层为上部 住宅的首层，在此标高处大平台上设计有1.2~1.5米厚的覆土种植绿化，其建筑剖面如图1所示.

E区建筑 总平面见图2. 图1建筑剖面示意图 图2E区运用联合库平面图 本工程基础均采用钻孔灌注桩基础，桩径Φ800，有效桩长65m，持力层为@层粉砂层，单桩抗压承载 力设计值为5500KN.

作者简介：刘传平.

硕士，高级工程师，一级注册结构工程师，主要从事结构工程，地下工程等方面的设计与研究.

E-mail:liuchuanpinge 126.om
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 2.结构体系选择 限于建筑及工艺专业的需求，本工程下部的停车列检库采用框架结构，顺轨方向柱网跨度为9.0m，垂 轨方向柱网标准跨度为11.2m.

上部高层住宅由于建筑功能的需要，采用含少量框架的剪力墙结构.

因此 整个工程底部采用框架结构、上部采用框支框架一剪力墙结构体系，且剪力墙和部分框架柱不落地.

结构的转换层设置在上盖物业的首层（列检库上一层），采用梁式转换.

框支柱截面为1.0×2.5m，框支主梁截面为1.0×2.2m、1.0×1.6m，转换次梁截面为0.9×1.2m和0.6 ×1.2m.上部剪力填截面200~300mm，框架柱截面为0.4×0.6m和0.6×0.6m.

停车列检库底层的框支柱混凝土强度等级为C60，上盖物业首层柱为C50，二层及以上柱、墙及 梁板混凝土均采用C35.

3.项目特点及结构超限情况分析 3.1地铁车辆段建筑工程的特点 本工程下部为地铁车辆段的停车列检作业区域，工艺对于库区结构竖向构件的布置和截面尺寸均有严 格的使用限制.

列检库在使用功能上的特殊要求使得本项目结构设计存在以下一些特点和难点： （1）底部库区建筑柱网间距较大（9.0×11.2m），一般采用框架结构：面上部开发物业多为小开间轴 线布置的住宅或办公户型，采用框架一剪力墙或剪力墙结构，且住宅结构的柱和剪力墙均难以落地，不可 避免地形成了大范围的竖向传力结构的转换和二次转换关系，为框支框架一剪力墙结构体系.

（2）底部列检库区建筑层高较高（一般为9.0~10.0m），远大于上部开发物业楼层层高，造成底部结 构抗侧刚度较为薄弱，形成类似“鸡腿型”结构，于结构抗震极为不利.

（3）车辆段工程涉及多系统、多专业、多部门管理、分阶段施工，是一个系统高度集成的工程.

当 地铁库区工程建成投入使用后，后期的物业开发工程不能影响地铁的正常运营，后续工程的施工条件和施 工影响也是必须要充分考虑的.

如何妥善处理和解决以上这些难点和问题，采用合适的结构体系和结构布置是这类结构设计的关键.

3.2结构超限情况分析 本工程底部采用框架结构体系，上部采用框支框架一剪力墙或框支剪力墙结构体系，上下部结构在库 区上方（二层）设置结构转换层.

且地铁列检库的工艺使用要求决定了该类建筑物下部层高大，上部层高 小的特点，对照《高规》和《抗规》的相关规定分析，本工程存在以下方面的超限情况： （1）扭转不规则，考虑偶然偏心的部分楼层的扭转位移比大于1.2，但均小于1.4.

（2）侧向刚度比不规则，底层与二层的侧向刚度比在垂直轨道方向小于0.7，不能满足国标《高规》 和《抗规》相关规定，也不满足上海市《抗规》关于限制楼层抗侧刚度突变的要求.

下表1为按国标《高规》和上海市《抗规》相关规定分别计算的底部楼层抗侧刚度比值.

从计算结果 分析，由于底部列检库区的大层高和对竖向结构构件截面的限制，一二层侧向刚度比在垂轨方向仅为 0.55~0.6，按上海市《抗规》计算的剪切刚度比仅为0.3左右，均表明本工程底部存在结构薄弱层.

（3）竖向抗侧力构件不连续，本工程在二层设有转换层，上部框架柱和剪力墙基本都不能直接落地.

（4）立面不规则，二层大平台上有多栋层数不等的多、高层住宅，为大底盘、多塔楼结构.

（5）楼层抗剪承载力突变，由于底层层高与上部楼层层高相差较大，楼层的抗剪承载力存在突变现 象.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 底部楼层抗侧刚度比值 表1 方向 STANE PUSAP 层与二层侧向刚度的比值（宜≥0.7） X向 0.600 0. 5486 Y向 0. 9694 0. 8641 一层与二层尊切刚度比 向 0. 3099 0.3060 （宜≥0.7） Y向 0. 3429 转换层与上层剪切刚度比 X向 0. 5522 0. 6119 （应≥0.5） Y向 2. 0957 2. 3657 另外，因下部地铁列检库使用功能的需要和按期投产的要求，以及库区大盖上物业开发建设不能同期 进行、同期实施的实际情况，在高层塔楼与裙楼之间既不允许设置永久性的沉降缝，也不允许按常规设置 施工沉降后浇带，给结构设计控制基础整体沉降和差异沉降带来相当大的难题.

4.主要技术参数的确定 （1）结构体系：本工程结构设计重点关注大平台（即转换层）以下的底部结构，底部采用框架结构 体系，上部结构确定为框支剪力墙结构体系.

（2）抗震设防分类：一般部位为丙类（上盖物业为小学、幼儿园部分应定为乙类）.

（3）抗震等级：作为对底部薄弱层的结构设计加强措施，本工程将底部框支框架按提高一级为一级 设计，其余部分框架为二级.

5.结构设计与分析 5.1结构设计 针对车辆段建筑的特点，因底层层高远大于二层及上部楼层，层高突变引起的层间抗侧刚度差异较大， 底层为结构薄弱层.

为尽可能加强底部结构抗侧刚度，提高一、二层侧向刚度比值，结构方案首先采用抗 震概念设计方法，采取了以下措施： （1）对底层和二层的框架柱均采用型钢混凝土劲性柱，以加强大盖下结构（主要是框架柱）的抗侧 刚度、抗剪承载能力和抗震延性.

调整到4.7m，经上述层高调整，可将一、二层抗侧刚度比值×方向由0.4提高到0.55，Y方向由0.8提高 到0.9，尽量减小底部楼层因层高变化引起刚度突变的程度.

（3）对底部楼层主要抗侧力构件一柱的截面采用渐变收小的措施调节因较大层高差异造成的层刚度 框支柱采用1.1x2.3m（内插十字钢骨1500×500×30×30700×700×30×30）.

（4）严格控制底部楼层的水平位移，大盖下底层和二层的最大层间位移角（1/191）≤1/1000，上部 物业≤1/800. （5）对大盖下框支柱和转换梁等关键构件采用基于性能目标的抗震设计方法，对结构抗震各个阶段 进行计算，验证关键构件满足设定的抗震性能目标，确保结构设计安全可靠.

5.2结构抗震性能目标 针对本工程的特点和重要性，并参考《抗规》和《高规》，设定了本工程关键结构构件的抗震性能目 标，详见下表2.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 抗震性能设计目标 表2 抗震烈度水准 7度小震 7度中霞 7度大震 （多遇a=0.08） （设防=0.23） （罕通a=0.45） 整体抗震性能 定性描述 不损环 损坏可修 不倒堤 目标 整体变形控制目标 1/800 1/100 首层框支柱 弹性 受剪、受弯弹性 满足抗剪截面条件 关键构件抗震 二层框支柱 弹性 受剪、受弯弹性 满足抗剪截面条件 性能目标 13.4米大平台转换梁 弹性 受剪、受弯弹性 满足抗剪截面条件 5.3结构分析 5.3.1抗震分析参数设置 关键构件抗震计算时的参数设置情况见下表3.

抗震设计参数 表3 中震 截面 小震 弹性 不屈服 大震不屈服 50年风 0.08 0.23 0.23 0.45 - 场地特征周期Tg（s） 0.90 0.9 0. 9 1.1 - 周期折减系数 1.0 1. 0 1. 0 1. 0 - 阻尼比 0.05 0.05 0.05 0.05 - 荷载分项系数 按规范 按规范 1. 0 1.0 按规范 材料 设计值 设计值 标准值 标准值 设计值 注：仅小震考虑风荷载组合，中震和大震不考虑.

5.3.2小震作用下弹性时程分析 采用SATWE和PMSAP两种计算程序进行对比计算分析，选取3条地震波（SHW2、SHW4和SHW6） 进行弹性时程分析作为对反应谱分析的补充计算.

图为规范谱与时程分析所选地震波谱拟合的对比图.

表4为弹性时程分析得到的底部剪力，计算结果显示，时程分析的结果满足《抗规》第5.1.2条和《高规》 第4.3.5条的要求，采用反应谱法计算结果比较时程分析结果略大.

24 图3规范谱与地震波谱对比图 弹性时程分析下的底部剪力 表4 SHW2 SHW4 SHVG 时程平均 CQC计算 0.8*CQC 地震剪力 SATWE 向 107319 69638 103244 93400 102076 81660
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 （kN) Y向 69612 91310 87465 84359 75757 60605 5.3.3中震作用分析 根据设定的抗震性能目标，底部框支柱和转换梁需按中震弹性设计.

框支柱和转换梁按中震弹性验算 结果见下表5、6、7.

框支柱中震弹性验算 表5 预估中震下最 预估中震下 预估中震下 纵筋最大 计算箍 位置 被面 不利轴力 弯矩 剪力 计算配筋 筋面积 结果 (kN) （KN.m) (kN) 率 (m2) 005X0021 底层 （十字钢骨1500×500×30×30、 15591 (拉) 16345 1987 1. 70% 780 满足 (0×0X00×00 1100× 2300 二层 （十字钢骨1500×500×30×30、 16414 (拉) 5169 2645 1. 45% 710 满足 700 ×700×30×30) 转换梁中震弹性抗弯验算 表6 截面 预估中震下最不利弯矩 截面抗弯承载力 M（kN.m） [M]/Y(kNn） 承载力比例 1000×2200 （销骨1600×700×35×35） 22723 53836 0. 422 满足 1000× 1600 （销骨1200×700×25×35） 14974 31501 0. 475 满足 0071X006 （钢骨700×300×20×25） 4218 11314 0. 373 满足 0021X009 （钢骨700×250×20×25） 2851 9714 0. 293 满足 主要转换梁中震弹性抗剪验算 表7 截面 预估中震下最不利剪力 截面抗剪承载力 (KN) [V]/Y（kN） 承载力比例 1000× 2200 （钢骨1600×700×35×35） 13633 21482 0.635 满足 1000× 1600 （钢骨1200×700×25×35） 7293 11345 0.643 满足 900×1200 （钢骨700×300×20×25) 2890 6871 0. 420 满足 0071X009 （钢骨700×250×20×25） 2869 6156 0. 466 满足 从上表计算结果可以看出，底部框支柱、转换梁截面均可满足抗弯和抗剪的中震弹性能目标要求.

5.3.4大震下关键构件截面验算 根据设定的抗震性能目标，罕遇地震下关键竖向构件的受剪截面应满足下式： VGEV*EK≤0.15fckbh

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 筏板冲切计算中地基净反力的影响因素 刘华，肖艳玲，吴立志，朱春明 （中国建筑科学研究院建研科技股份有限公司设计软件事业部100013） 摘要：实际观测以及实验结果表明，实际工程中地基反力影响因素很多，同时用有限元程序进行基础计算的时候得到 的基底反力受各种计算条件的影响，计算结果可能有较大差别，进行冲切计算时净反力取值不同计算结果有较大差别，某些 工程取地基反力平均值验算冲切其安全性更有保证.

关键词：基底净反力，筏板试验反力，有限元计算结果反力 1前言 不少工程师认为，在进行筏板冲切验算的时候，应该直接取有限元程序计算得到的基地反力作为净反 力验算冲切.

实验表明，影响地基反力分布形式的因素较多，如基础和上部结构的刚度、建筑物的荷载分 布及其大小、基础的埋置深度、基础平面的形状和尺寸、有无相邻建筑物的影响、地基土的性质（如土的 类别、非线性、蠕变性等）、施工条件（如施工引起的基底土的扰动）等.

同时，用有限元程序进行基础及 地基计算时，各种计算条件的差异设置，对计算出的地基反力也有较大影响.

首目选取有限元计算结果的 反力作为净反力进行冲切验算可能存在不安全因素.

2规范条文 《地基规范》第8.4.7条规定：计算时应考虑作用在冲切临界面中重心上的不平衡弯矩产生的附加剪 力.

距柱边h0/2处冲切临界截面的最大剪应力应按下列公式计算： m = F /u_h α MmsCAs / 1 mx ≤ 0.7(0.4 1.2β 1 β f ) 1 a =1-- 1 3√(c/c) 地基反力设计值：对边柱和角取轴力设计值减去筏板冲切临界截面范围内的地基反力设计值：地基反力值 应扣除底板自重： 刘华，男，1980.10出生，工学硕士，工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 -距柱边h0/2处冲切临界截面的周长，按本规范附录P计算： h-筏板的有效高度： A-沿弯矩作用方向，冲切临界截面重心至冲切临界截面最大剪应力点的距离，按附录P计算； -与弯矩作用方向一致的冲切临界截面的边长，按规范附录P计算： C-一垂直于的冲切临界截面的边长，按规范附录P计算； a._-不平衡弯矩通过冲切临界截面上的偏心剪力传递的分配系数.

其中对于的求解方法，涉及到基底净反力的取值，基底净反力的取值是否合理直接影响到筏板冲切 验算结果是否合理，从而最终决定筏板厚度取值是否合理.

3地基反力的分布规律实测与实验结果 对于柔性基础，由于其刚度很小，在竖向荷载作用下没有抵抗弯曲变形的能力，能随着地基一起变形.

因此，地基反力的分布与作用与基础上的荷载分布是一致的.

柔性基础在均布荷载作用下，其沉降特点是 中部大、边缘小.

R 图1柔性基础地基反力分布 刚性基础受荷后基础不发生挠曲，且地基与基础的变形协调一致.

因此，在轴心荷载作用下地基表面 各点的竖向变形值相同.

理论计算与试验均表明，轴心受荷时刚性基础典型的地基反力分布曲线形式有： （d）凹抛物线形：（b）马鞍形：（c）凸抛物线形：（d）钟形，如图1所示.

当荷载较小时，地基反力分布曲线 皇凹抛物线或马鞍形：随着荷载的增大，位于基础边缘部分的地基土产生塑性变形区，边缘地基反力不再 增大，而荷载增加部分则由中间部分的土体承担，中间部分的地基反力继续增大，地基反力分布曲线逐渐 由马鞍形转变为抛物线形：当荷载接近地基土的破坏荷载时，地基反力分布曲线又由抛物线形变成钟形.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (a) (b) (c) (d) 图2轴心荷载下刚性基确地基反力分布形式 (a)凹抛物线形(b)马鞍形（c)凸抛物线形（d)钟形 对于目前国内出现较多的大底盘结构，其基底反力分布与基础横向与纵向刚度有关.

因为基础横纵向 刚度不同，基底反力分布规律可能会出现完全相反的趋势.

下图为某大底盘结构横向与纵向反力分布： 24 医力盒编号 27 0.02 0.06 LIO [a)大底盘纵向地基反力分布曲线 压力盘编号 0 00 36 0.02 5.04 0.10 0.121 (b)大底盘横向地基反力分布曲线 图3大底盘结构地基反力分布 正是由于地基反力计算的重要性及复杂性，国内外许多学者对此做了大量研究工作，提出了多种计算 在计算中，一般采用一种地基计算模型，有时也可根据施工条件和地基土的特性将地基土进行分层，联合 使用两种地基计算模型.

随着电子计算机技术的飞速发展，在地基反力计算中考虑影响地基反力的因素也 在逐步增加，原来比较复杂的问题变得相对容易.

但是，到目前为止，还没有一种能包含各种因素影响且 符合实际情况的地基反力的计算方法.

各种方法的出现，也与当时的计算手段有关.

实验研究表明，筏板刚度不同，基底反力分布也有较大差别.

中国建筑科学研究院取面积为1.0m×1.0m
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 b)，地基承载力没有充分发挥基础板就出现井字形受弯破坏裂缝：当h/I≤0.16时，地基反力呈直线分布， 加载超过地基承载力特征值后，基础板发生冲切破坏（图c)：当h/=0.20时，基础边缘反力逐渐增大，中部 反力逐渐减小，在加荷接近冲切承载力时，底部反力向中部集中，最终基础板出现冲切破坏（图d).

IP P [P [P h/L=01 h/L=0.125 n/L=016 h/L-02 板厚：L-板宽 图4不同宽高比的基确板下反力分布 4有限元计算时计算条件差异设置对地基反力的影响 有限元程序计算时，基床系数的大小，网格划分的结果，是否考虑上下部共同作用对于程序计算地基 反力都有较大影响.

4.1基床系数的影响 基床系数是指地基土在外力作用下产生单位变形时所需的压力，其在地基基础设计中有重要作用，准 确地设定基床系数值是十分关键的，目前确定基床系数的方法主要有三种：现场荷载试验、室内三轴试验 及固结试验.

遗撼的是不论哪种方法，其试验条件和取值方法都缺少严格定义或统一规定，导致得到的基 床系数差别很大.

面基床反力系数的取值直接影响到基地反力的计算结果.

某工程：左侧10层框筒，右侧4层框架.

无地下室，基础整体布置1米厚筏板，框筒部分布置1.5米 厚筏板，厚度不满足冲切验算的柱子地下布置柱墩.

图5上部结构三位轴测图(左)及基础三位图(右) 不同的基床反力系数对应的核心筒周边的地基反力.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 9 9 B ? r 3 t 59 20 ot R 28 （a)K=5000地基反力图 (b）K=10000地基反力图 85 8 （c)K=20000地基反力图 (d）K=50000地基反力图 图6不同基床系数计算的地基反力

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 并行计算在弹塑性动力时程分析中的实现和效率 刘慧鹏，李修宇1 （1.广州数力工程顾间有限公司，广州510000) 提要：本文闸述了并行计算在弹塑性地震动力时程反应分析中实现以及优化方法，采用CPUGPU的异构平台，重点闸明并 行计算算法、数据结构、显存利用以及优化方法等方面对SAUSAGE软件计算效率的作用，表明对弹塑性计算效率提高非常 显著.

关键词：并行计算，优化，弹塑性动力时程分析 1前言 弹塑性地震动力时程反应分析对建筑结构分析和设计都是非常重要的，它一定程度上能够反应地震作 用下的真实运动情况”.

但是，弹塑性地震动力时程分析就不可避免的遇到一个间题，就是对运动方程的 求解： M{] C[6] K{6]: = Pt (1) 式中[)、}、{6为某时刻加速度、速度、位移.

M、C、K为质量矩阵、阻尼矩阵、刚度矩阵，下同.

这个大型矩阵方程的求解是个高消耗、高难度的过程.

运动方程的求解大体分为隐式方法和显式方法.

但是这两种方法都不可避免的需要高耗时、耗资源的求解过程.

隐式求解方法是指用当前步结果和下一步 未知结果反复迭代下一步结果，必须通过选代得到.

显式求解方法指用上一步的结果和当前步的结果计算 下一步的计算结果.

国内从上世纪60年代就有很多人开始对运动方程的求解进行研究，并出现了很多对 运动方程求解的方法，但是总体运用到工程实际中的应用研究却非常缓慢.

虽然国内外近几年随着计算机 的发展出现了EPDA、SAP、PERFORM-3D等能够进行地震动力时程反应分析的软件，但是在精细化有限单元 和数值计算方面没能够充分发挥计算机硬件的优势.

并行计算是相对于串行计算而言的，指用多个处理器并发的执行计算，是提高计算机系统计算速度和 处理能力的一种有效手段.

并行计算的发展在近些年发展快速，尤其随着硬件在摩尔定律促进下快速成长 的同时，并行的概念也逐步深入各个行业当中，目前在图形、大数据、航天、大气气象等领域已经得到充 分的应用，但在国内工程结构领域里却未能得到充分应用.

在广州建研数力建筑科技有限公司的努力下，采用显式积分算法结合CPUGPU异构平台并行计算很大 程度的解决了运动方程求解过程的困难，使弹望性地震动力时程分析方法能够完美的应用到实际工程当中.

2SAUSAGE中显式积分算法的解耦 运动方程是个大型矩阵的求解过程，其中M、C、K均是N*N的大型方阵，跟节点自由度有关，考虑到 充分利用并行计算需要对这个大型方程组进行解耦成单个自由度下的方程.

因此需要对质量矩阵、阻尼矩 阵和刚度矩阵进行解耦.

首先将运动方程按照中心差分进行代换，即得到： (Z) 式中{8}ar、{8]、{6-ar分别表示下一时刻、当前时刻和上一时刻的位移，△t为时间步长，P为当前时 作者美介：刘草鹏（1983-)，男，张士.

国家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 间荷载向量，质量矩阵通常可采用集中质量对角矩阵，可以将单元的质量通过形函数集中到节点上，形成 对角矩阵.

阻尼矩阵一般可采用其他方法来计算，在SAUSAGE中可以选瑞雷阻尼和振型阻尼.

瑞雷阻尼即 把C分解为aMBK，当取β=0时，阻尼矩阵C也跟质量矩阵一样变成对角矩阵，求解计算量大大减少.

而a与结构周期成反比，有α=4punt/T，其中u根据规范取相应的阻尼比，T为结构周期，通常取结构第一周 期值.

振型阻尼则通过振型空间代换求得广义阻尼矩阵，即 [μM 1 C=0c-= (3) μMJ 在通过构件矩阵求逆可得到阻尼矩阵.

面K乘以位移则用等效不平衡内力来确定，先在单元内求出单元内 力再组装到节点上形成为节点内力向量.

这样既可实现方程的解耦，避免了刚度矩阵组装，矩阵求逆等耗费大量时间和资源的工作，而且解耦 后的方程可以充分应用到并行计算当中，可以做到每个线程求解一个方程组，每个线程进行一次等效不平 衡内力求解.

3并行计算的实现 并行计算的基本思想是对同一个问题分解成多个子问题，然后交给多个线程分别求解子问题.

在上一 节中把方程解耦成多个子方程，然后根据并行计算思想把每个子方程交由多个线程来同时计算，如下图所 示： 任务 任务 手任务1 承任务2 子任各2于任务1子征务3 承任务3 图1串行和并行 在并行计算的实现中最重要的要点在于数据结构的合理性和显存的合并访间要求.

sausage 中针对并 行计算的特点建立了自由扩展的数据结构.

在有限元计算中，首先要建立节点、单元、荷载数据结构，由 于荷载已经全部导算到节点上了，可以将质量和荷载都依附到节点信息内，并形成合并访问数据格式，并 且将节点的编号都按照顺序排列，即用数组下标做为节点编号.

如下： struct Node double* pCoord; //节点坐标 double* pMass; 节点质量 double* pLoad; //节点荷载 } 单元上需要依附截面序号、材料信息以及单元中的钢筋属性，需要定义钢筋的纤维束或纤维层的面积 和位置.

其中二维单元采用分层壳模型，采用统一划分层数，即在墙板单元信息中附带单元厚度即可.

struct Elem int* pNodeID; //单元节点 int* pSectID; //单元截面序号 int* pMatID; //材料序号 double*pFiberlnfo;//单元钢筋纤维信息
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 } SAUSAGE中梁单元采用的是纤维束模型，因此可在CPU端提前划分好截面的纤维束，并按照纤维束的 面积和局部坐标存储形成合并访问数组.

在显卡中有多个core，每个core上有多个pe，每个pe计算一个方程过程，但是在任何硬件上core 和pe的数量是有限的，比如目前高端的nvidia显卡GTX780只有192个核心1024个pe，也就是每次进入 显卡计算的只有1024个子过程，如果每个pe上计算时间几乎一致，那么就这1024个pe都得到充分利用， 否则会出现木桶理论的短板，则这个批次中的1024个pe的计算时间是最慢的那个pe计算时间.在sausage 中影响每个pe计算时间的主要是纤维的个数和本构的一致性，也就要求每次进入核心计算的是同一个单 元类型和同样的截面类型.

因此根据建筑结构的特点区分主梁、次梁、杆元、边缘构件、墙和板构件形式 多个批次进入计算，每种构件类型具有特有的纤维束或纤维层数量，这样基本保证每次进入计算的多个线 程用时几乎一样的，达到负载平衡.

如下图2所示 主梁 36根纤维束 次操 12根纤维束 结 杆 1根纤维束 构 边缘构件 1根纤维束 培 6层纤维层 板 2层纤维层 图2结构分构件批次对应表 4并行计算的优化 计算效率的关键在于并行计算的效率，并行计算并非简单的实现即可，在定义良好高效的数据结构和 组织流程外，还需要对并行计算部分进行优化.

良好高效的数据结构可以减少通信，多批次分批进入计 算的区分可以使得有良好的负载平衡，这两点是并行计算优化的重点，在上一节中详细描述了.

但是在并 行计算细部而言也有需要注意的，而且对并行计算效率有很大的影响.

首先是对寄存器的使用数量，它是用来暂存指令、数据和地址的，能够存储的数量是恒定的，也是所 有存储设备里速度最快的部分，但当前活动的变量超过其存储的限额时就不得不转换一部分到内存中，即 出现寄存器溢出，由于内存的速度要比寄存器速度慢，显然当出现寄存器溢出时，并行计算的速度受到影 响，而且异出部分是哪个变量是随机的，如果溢出的是使用频繁的变量，必然导致并行计算效率大打折扣.

因此，SAUSAGE中对寄存器使用进行优化，尽量减少寄存器的溢出.

在并行计算中尽量少使用逻辑判断.

因为SAUSAGE的并行计算是在GPU中进行的，GPU对逻辑判断 非常不擅长，会影响计算速度.

而且当出现逻辑分支时，由于分支处理可能出现较大的差别而导致负载不 平衡，导致一些线程悬挂.

如下所示： else X=... x=iSTrae*(.)(1-srue)*() end if X... 图3逻辑分支转换 对加减乘除的使用也是值得优化的.

通常除法的效率是最低的，尽可能的少用除法，改用乘以倒数.

此外，优化四合运算的次数，将一些仅算一次的常量计算部分可先在CPU端计算完并存储起来，逾免反复
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 计算.

5工程效率对比 SAUSAGE软件目前已经在全国大面积使用或试用了，其正确性和可靠性得到了相应的验证，这里只 讨论计算实际工程的计算效率，并与国际某通用有限元软件相对比.

如下图4所示工程， 图4模型三维简图 共8万多单元节点，7.6万多壳元，50万自由度，计算一条30秒长的地震波，计算步长为1.02e-004，采 组成的服务器上计算用时4个小时零49分.

如莊SAUSAGE中为了考虑阻尼更全面点，而采用振型阻尼， 随着采用振型数的增加而线性增加，如下图5所示： 300 250 200 150 100 50 时间 0 0 10 20 30 40 50 60 图5振型-计算时间图 上图横轴为振型数，竖轴为计算时间，当振型数为0时表示采用瑞雷阻尼.

从上图可以看出，如果采用振 型阻尼则当采用振型数为50个以上才与国际某大型通用有限元软件采用瑞雷阻尼计算的时间接近.

下表1 置和上面的一样.

表1计算效率对比表 序 工程名称 结构类型 层数 基本周期计算时间 某软件时 号 (h) 间（h) 1 顺德保利商务中心 框架核心筒 47 4.48 2.4 18 2 东莞长安万科中心 框架核心筒 60 6.5 2.8 19 3 成都世茂猛追湾（一期）8# 剪力墙 48 3.01 2 12
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 塔楼 1 4 郑州华润中心二期5号楼 剪力墙 56 3.34 3.2 25 5 青岛华润中心悦府一期 剪力墙 63 4.43 3.6 24 越秀星汇云锦商业中心A 6 区A栋 框支剪力墙 50 3.72 3.2 19 7 华润惠州小径湾酒店 框架剪力墙 11 1.08 2 12 8 成都西部金融中心 框架核心筒 57 5.58 4.4 29 9 青岛华润中心悦府二期 剪力墙 67 4.3 3.6 23 10 华润深圳湾住宅 框支剪力墙 46 3.78 2.4 15 11 成都世茂猛追湾（一期）9# 塔楼 剪力墙 55 3.01 2 12 12 杭州华润MT楼 框架核心筒 60 2 15 13 成都顺江路333号B塔 框架剪力墙 67 6.14 4 29 14 山和华商贸广场 框架核心筒 40 3.48 3.6 24 15 渤海银行业务综合楼 框架核心筒 52 4.89 4 26 16 天津富力城 框架核心筒 92 7.31 5.2 32 17 郑州华润中心二期6号楼 剪力墙 55 3.78 3.2 21 18 天津现代城酒 框架核心筒 48 4.98 3.6 22 6结论和展望 SAUSAGE中采用并行计算来进行非线性弹塑性地震反应分析，在解耦运动方程后，通过数据结构的设 计、合并访问、负载平衡等方式大幅提高了计算效率，同时对并行计算进行局部的优化，使得计算弹塑性 分析实现在个人PC机运行的可能.

经过实际工程验证计算可行，而且比当前一些国际通用有限元软件的 显式计算模块计算速度提高了几倍.

随着硬件不断的发展，SAUSAGE将进一步的优化并行计算，提高计算 效率.

参考文献 [1]汪大绥，李志山，李承铭.复杂结构弹塑性时程分析在ABAQUS中的实现[J].第十九届全国高层建筑结构学术会议论文集， 2006. [2]常磊，李志山.SAUSAGE 在超高层建筑结构罕遇地震弹塑性时程分析中的应用.建筑结构[J]，2012.11 42(S2）：12-17 [3]黄忠海，廖云，王远利，某复杂超高层结构罕遇地震弹塑性时程分析[].建筑结构，2011，41(3）：40-44 [4]李志山，容柏生，高层建筑结构在罕遇地震影响下的弹塑性时程分析研究[J].建筑结构，2006，36（S1）：142-149 [5]OpenCL编程指南[S].机械工业出版社2012

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 海西金融大厦超高层结构设计 刘云浪，杨峰，李建伟 (悉地国际设计顾间（深圳）有限公司，深圳S18048) 提要海西金融大厦塔楼是存在多项超限情况的超高层框架-核心简结构.

确保在结构重力、风荷转作用下的安全性 能和舒适度满足要求的前提下，对结构抗震性能进行了详细分析.

确定了抗震性能目标及设计方法，然后对结构及构 件在小震、中震、大震作用下的性能进行了分析，最后基于结构特点、抗震性能分析结果有针对性地采取了抗震措施.

通过一系列分析与设计，提高了结构安全性.

关键词抗震性能，动力弹塑性，抗震设计措施 1工程概况 海西金融大厦位于福州市台江区闽江北岸中央商务区.

规划用地面积15624.6m²，总建筑面积 439848.0m²，其中地下建筑面积35419m².

由三层地下室、三层附属商业裙楼及一幢47层的办公主楼组 成.

塔楼总高199.7m，共47层，其中第15层、31层为设备层兼避难层：结构体系为用框架-核心筒.

标准层平面为矩形45.2m×58.9m，整体的高宽比为4.42：首层核心筒尺寸为18.3m×30.5m，核心筒高 宽比为10.91.

柱跨8.3~12m.

地下室埋深17.3m，为结构高度的1/11.5，满足要求.

(a) 核心筒 (b）外瓶架 (c)整体 图1结构构成示童图 图2典型平面布置图 该塔楼属超B级高度建筑，还存在扭转不规则（底部裙房影响）、局部楼层（2层、3层）楼板不连 续、局部楼层（1层-2层）穿层柱等多项超限情况3.

结构构成及典型平面图如图1、图2所示.

2工程地震动参数选取 该项目抗震设防类别为乙类，根据场地地震安评报告及规范相关要求叫，本工程抗震设防烈度为7度， 按8度采取抗震措施，设计基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为二组，场地类别为Ⅲ类.

小震、中 震、大震规范反应谱和场地地震安评报告提供的场地反应谱（括号内数值）参数比较如表1所示.

小震规 范反应谱与场地反应谱曲线对比如图3所示.

作者简介：刘云浪，1981.9出生，男，工学硕士，工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1反应谱参数 50年超越概率 63% 10% 2% 地震影响系数最大值a 0.08 (0.083) 0.23 (0.214) 0.50 (0.405) 特征周期Ts 0.55 (0.5) 0.55 (0.60) 0.60(0.60) 峰值加速度A/cms² 35 (38) 100 (102) 220 (212) 由图3可知，安评场地谱地震影响系数比规范谱大，偏安全取规安评场地谱用于本工程小震分析设 计.

中震、大震采用规范参数用于分析设计.

0.09 0.08 0.07 场地墙 -规范 0.06 0.05 00 0O 0.02 0.01 0 0.00 1.00 2.00 3.00 4.00 5.00 6.00 T(s) 图3规莊反应请与场地反应普由线 3风荷载参数选取及舒适度验算 风荷载10年一遇的基本风压为0.4kN/m2，50年一遇的基本风压为0.7kN/m²，地面粗糙度取为B类， 体型系数为1.4.为进一步摸清风荷载的影响，在湖南大学进行了风洞试验研究.

风洞试验结果比按规范 计算结果大，偏安全取风洞试验结果用于结构设计.

由表2可知，结构在10年一遇的风荷载作用下，顶 点峰值加速度小于0.25m/s²，满足舒适度要求.

表2风荷载作用下（10年一遇）结构顶峰值加速度（ms²） X向 Y向 0.041 0.063 0.032 0.073 4 抗震性能目标与设计方法 结合工程的重要性、抗震设防烈度、结构特性和造价、震后损失和修复难度并征求业主和专家意见， 本工程抗震性能目标设定为C级.

因此，在小震、中震、大震作用下，结构性能水准应分别达到1、3、 4水准，构件具体设计方法见规范
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表3各性能水准结构预期的震后性能状况 性能水准 关键构件 无损坏 轻微损坏 轻度损坏 普通竖向构件 无损坏 轻微损坏 部分构件中度损坏 耗能构件 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 注：关键构件指底部加强部位的竖向构件：普通竖向构件指除关键构件以外的竖向构件：耗能构件指框架梁、连骤.

5 小震弹性分析 结构采用SATWE、MidasBuilding两个软件进行小震校核分析，两软件分析结果基本一致.

结构前三阶主振型及质量参与系数如表4所示.

在小震反应谱作用下，主要计算指标如图4-7所示.

由上述图表可知，周期比T/T=0.76，小于规范限值0.85.在考虑偶然偏心影响的规定水平地震作 用下，楼层扭转位移比均小于1.2，结构具有较好抗扭性能.

层间位移角、剪重比均满足规范要求.

表4结构前三阶主振型 Midas Building T1=4.6921s T2=4.1994s T3=3.5798s SATWE T1 =4.7209 s T2=4.2482 s T3=3.7107 s
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 .. 5 -l -il 1.4 图4层间位移角 图5扭转位移比 TR 21.105 图6楼层剪重比 图7楼层框架剪力占比 由图7可知，框架分配的地震剪力最大值大于10%.

框架分配的地震剪力小于基底总剪力20%的楼 层，已按结构底部总地震剪力标准值的20%和框架部分楼层地震剪力标准值中最大值的1.5倍二者的较 小值进行调整.

经承载能力极限状态设计验算，在小震组合工况作用下，各构件均满足规范要求.

综上所述，结构在弹性设计阶段能保持良好的抗侧性能和抗扭转能力，可达到小震“完好、无损坏” 的抗震性能目标.

6 中震不屈服分析 通过中震不屈服分析，主梁抗弯及抗剪均能保证不屈服，可达到预定抗震性能目标：连梁17~20层 共有7根连梁有剪压比超限，通过局部加宽连梁措施予以解决，连梁可以满足预定抗震性能目标：底部 型钢混凝土、上部钢筋混凝土框架柱在中震作用下抗弯不届服.

7 中震弹性分析 通过中震弹性分析，剪力墙、框架柱剪压比满足要求，其水平分布钢筋或抗剪箍筋按小震设计结果 均能保证受剪承载力中震弹性，满足预定抗震性能目标.

8中震楼板应力分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 在框架-核心筒体系高层建筑中，楼面系统是联系核心筒和外框架结构体系变形协调、发挥结构空间 整体性能的重要构件.

二层及三层楼面开大洞，楼板在地震作用下可能产生较大的面内变形、出现贯通 裂缝，导致结构刚度的下降和破坏结构的整体性.

因此，采用ETABS软件对二层、三层及四层楼面进 行有限元分析，探讨在中震作用下楼板是否出现贯通性裂缝，即面内的拉应力小于混凝土抗拉强度标准 值fk，并对分析结果提出处理措施.

X主方向和Y主方向的面内应力图如图8~9所示.

223VP (a) 二层楼板 (b)三层楼板 (c)四层楼板 图8X方向中震作用下楼板应力S11/N/mm² ()二层模板 (b) 三层楼板 (c)四层楼板 图9Y方向中震作用下极板应力S22/N/mm 由以上楼板应力分析可知，在地震作用下，楼板面内拉应力大部分区域小于0.5MPa，远小于混凝土 抗拉强度标准值（C40，f=2.39MPa）.

楼板应力较大位置主要集中在核心筒外围剪力墙周边楼板及核心 简内部的连接楼板等位置，而且在连梁边缘的楼板及核心筒走道与小墙肢交界处的边缘楼板有较大的应 力集中，但应力超过混凝土抗拉强度标准值的区域大部分位于小墙肢宽度及连梁宽度范围内，其他区域 均小于混凝土抗拉强度标准值，在应力最大的走道范围内均未出现贯通裂缝.

由此可见，在中震作用下， 楼板能保持较好整体性.

对局部应力超过混凝土抗拉强度的楼板，适当加厚楼板并加大配筋率予以加强， 可控制裂缝发展.

9大震动力弹塑性时程分析 通过动力弹塑性时程分析，得到结构在地震作用下的反应，对结构整体及构件进行充分的研究，探 讨结构在预估大震作用后可以达到的性能，发现薄弱部位并通过设计加强措施以确保结构具备良好的承 载能力和延性.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 中山国际灯饰商城独立裙楼结构设计 冯钢，陈建华，张晓燕，龚文伟，卢华炯，赵淑群，何俊豪 （深圳市建筑设计研究总院有限公司，深圳518000） 摘要：城市综合体是目前我国城市建设中大量出现的建筑形体，具有体量大、功能复杂、开洞多、悬挑多等特点.

选择安全、经济和有效的结构方案是结构设计的重要任务.

本文通过中山灯饰商城独立裙楼项目，介绍并闸述了综合体商业 建筑的设计思路和设计方法.

关键词：连廊，长悬胃梁，大跨度梁 1工程概况 中山灯饰商城项目位于广东省中山市古镇.

该项目由一座塔楼和独立裙楼共同构成，塔楼与裙楼间设 抗震缝脱开，如图1所示.

塔楼高184米，42层，建筑面积为6.8万平方米.

裙楼高66米，12层建筑面 积为32万平方米.

地下室为二层，嵌固端设置在负一层底板.

根据使用要求，裙楼为大型灯饰销售和展示中心，为营造良好的购物环境和多功能需求，建筑师采用 了许多独特的创意和手法，给结构设计提出了挑战，归纳起来有如下几个方面.

（1)柱网大，梁高小.

裙楼柱网尺寸主要为11.2mx11.2m，但为获得较高的使用空间建筑希望梁截面高 度不大于800mm，而楼面使用荷载甲方却提出了大于3.5kN/m²的要求.

(2)长悬臂和大跨空间多.室内中庭和室外造型导致了大量的长悬臂构件的出现，其悬挑尺度普遍达5～ 10m.

同时建筑为追求无柱空间在裙楼内设置了许多跨度为16~32m的大跨空间.

（3）通高空间和大跨连廊多.

裙楼内通高空间从首层至12层屋顶，平面长度约为122m，如图2所示.

为解决平面交通流线，将各区域联系起来，建筑专业设置了多条大跨连廊，跨度由23-32m不等.

]区 I区 I区 图1裙楼效果图 图2裙楼平面布置图 作者美介：冯钢（1960），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年 2基础设计 根据地质勘察报告及周边区域工程经验.

基础选用桩独立承台形式.

由于场地地质特征复杂.

桩形 选用钢筋混凝土灌注桩，桩基持力层为中风化砂质泥岩，桩长30~44m.

桩身混凝土强度等级C35.

独立承 台厚度为1000mm~3000mm不等，地下室底板厚800mm.

3结构方案选择 独立裙楼平面总尺寸为198m×133m，详见图2.

每层平面功能及开洞位置基本接近，但外轮廊有差 异.

由图可知裙楼平面的特点为开洞面积大，连廊多.

如何选择合适的结构方案是裙楼结构设计首先要解 决的问题.

经分析研究，裙楼结构方案的选择可按如下两种思路进行.

（1）化整为零 由图2可知，可将1、ⅡI、Ⅲ区分成三个独立的结构单元，单元之间设置抗震缝，连廊一端与结构单 元可动铰接.

好处是简单明确，不必考虑洞口周边楼板的应力集中现象，不必考被洞口划分开的各部分之 间的连接薄弱，不必考楼板的面内变形等问题.

不好之处是连廊支座连接较复杂.

拆分后的结构单元长宽 比较大.

由于地震波的相位差容易产生不规则振动，造成较大震害.

同时太多的室内抗震缝给精装修和使 用均带来诸多麻.

（2）整体考虑 如果将裙楼视作一个完整的结构单元进行设计，则可消除和解决“化整为零”的不利因素.

但需解决 计算分析方法，薄弱部位的处理措施，连廊两端与主体结构如何连接等问题.

连廊与主体结构的连接方式 可归纳为两种.

其一，弱连接.

要求连廊两端分别为铰接和滑动连接，这就要求对支座进行特殊处理，会 造成费用高，施工麻烦，最重要的是裙楼的整体性无法保证，已相当于“化整为零”，形成三个独立的结 构单元.

其二，强连接.

所谓强连接是指连接体与主体结构采用两端较接、两端刚接的方式进行连接.

考 虑到裙楼连廊每层均设置，如将连廊连接体刚度加强，通过连接体把主体结构连接成一个整体共同受力， 共同变形，则整体考虑的方案也是可行的.

计优势较多.

计算分析表明，对裙楼作为一个独立的结构单元来进行设计是可行的.

4结构计算 根据规定的结构整体计算方案，确定独立裙楼的结构体系为钢筋混凝土框架-剪力墙结构，采用二个 不同力学模型的分析程序对裙楼进行了分析计算，以检验结构是否符合规范的有关要求.

4.1弹性计算分析 （1）振型分解法 裙楼考虑扭转影响.

采用扭转偶联振型分解法，对结构进行多遇地震作用下的弹性分析，以验证结构 各部位是否符合规定的抗震设计要求.

程序选用SATVE和ETABS，对比计算结果见表1.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1裙楼主要计算结果 计算软件 SATWE ETABS 楼层自由度 刚性楼盖 刚性楼盖 周期折减系数 0.9 0.9 总重量（万吨） 36.73（扣除地下室） 36.10（扣除地下室） 标准层平均质量（T/m²） 1.30T/m² 1.317/m² T1: 1.78 1.80 结构自报周期 T2: 1.70 1.72 T3: 1.47 1.52 第一扭转周期与第一平动周期之比 0.83 0.84 73470(Q/Ge2.00%) x向 规范要求1.60%； 69780 底层地震力（kN） 满足规范要求 82876(Q/Ge2.26%) Y向 规范要求1.60%： 77040 剪重比满足规范要求 地震顿覆力矩（kN-m） X向 2.852E6 2.846E6 Y向 3.175E6 3.112E6 扭转位移比（地震 X-5% 1.33 考虑偶然偏心） Y-5% 1.23 两种不用程序的弹性计算结果表明：其主要控制参数接近，符合规范要求.

（2）弹性时程分析 根据《建筑抗震设计规范》的有关规定，选取两条天然波和一条人工波对结构进行多遇地震下的弹性 时程分析，计算结果表明，每条时程曲线计算所得结构基底剪力均大于振型分解反应谱法的65%，三条时 程曲线计算所得结构基底剪力的平均值大于振型分解反应谱法的80%.

地震波的选择满足规范要求.

时程 分析三条波的基底剪力平均值小于规范反应谱剪力，说明采用规范反应谱的计算结果是偏于安全的“.

4.2中震作用分析 依据设定的抗震性能目标，对裙楼进行了设防烈度下的计算分析，取地震影响系数am=0.23不考虑风 载作用.

计算结果表明，裙楼框架柱及斜柱在中震弹性计算中，抗弯抗剪配筋均未出现超限情况，满足中震弹 性的抗震性能目标；剪力墙底部加强区经验算也满足中震作用下抗剪弹性的性能目标，上部剪力墙、框架连梁、 大度跨梁、长悬臂梁均未出现屈服，满足中震不屈服的抗震性能目标.

4.3大震作用分析 在罕遇地震作用下的弹塑性静力分析采用PUSH&EPDA进行，以评估裙楼主体结构在早遇地震作用下的抗 震性能，计算结果表明，在罕遇地震作用下，X向的弹塑性最大层间位移角为1/292，Y向的弹塑性最大层间位 移角为1/304，均满足《建筑抗震设计规范》要求的1/100限值，建筑物可实现“大震不倒”的抗震设防目标.

5关键构件设计
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 5.1连廊设计 裙楼连廊具有跨度大，负荷重的特点，采用刚性连接方案可供选择的结构材料类型主要为：（1）箱型 连廊采用箱型或工字型钢梁混凝土板自重轻，施工速度快，但对主体结构的约束和协调能力较弱.

且支 座处理复杂，费用较高：连廊采用型钢混凝土梁混凝土板，对主体结构的约束和协调能力增强，但施工 难度和施工造价仍会增高.

连廊采用预应力钢筋混凝土方案，则兼有上述两种方案的优势.

5.2长悬臂及大跨度梁设计 裙楼外立面的伸出缩进通过改变悬挑梁的长度来实现，最大悬挑达到10m.

综合考虑使用功能和经济 要求，对悬挑梁按三种方案进行设计.

（1）对悬挑长度小于5m的梁采用普通钢筋混凝土梁.

（2）对悬 挑长度大于5m的梁采用预应力钢筋混凝土梁.

（3）对悬挑长度大于5m且同时支撑自动扶梯的梁，采用 型钢混凝土梁.

大跨梁的跨度由16m~32米不等，为控制裂缝减小梁截面尺寸，设计中均采用有粘结后张预应力混凝 土梁.

5.3楼板应力分析 因裙楼各层平面均开有大洞和大跨度连廊，采用ETABS程序分别对楼板在多遇地震、偶遇地震、罕 遇地震作用下的面内应力进行了计算分析.

计算结果表明在多遇地震作用下，楼板面内应力除连廊两端最 大为0.5MPa外其余均小于0.25MPa，满足规范要求，楼板处于弹性状态.

在偶遇地震作用下，楼板面内 应力均小于1MPa，配置Φ10@100x100钢筋网可使楼板保持弹性状态.

在罕遇地震作用下，楼板面内应力 均小于1.8MPa，配置Φ12@100x100可使楼板保持基本完整，确保结构整体性.

6结束语 本工程具有平面开洞多，长悬臂多，大跨度梁多以及多项指标超限等特点，但只要在设计中坚持对关 键问题进行认真分析对比计算，坚持抗震的概念设计，合理的选择结构体系和结构材料，对关键构件和薄 弱部位采取有效的加强措施，可以满足规范对结构的各项指标要求.

可以保证结构的安全运行.

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]GB50010-2010.混凝土结构设计规范[S] 北京：中国建筑工业出版社，2010 [4]深圳市建筑设计研究总院有限公司.中山国际灯饰商城高层建筑工程超限设计可行性论证报告[R].2011

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 中山国际灯饰商城塔楼结构设计 冯钢，张晓燕，陈建华，龚文伟，曾锦轩，何俊豪，陈忠茜 （深圳市建筑设计研究总院有限公司，深圳518000） 摘要：中山灯饰商城塔楼高度184米，结构体系采用钢筋混凝土框架-核心筒.

结构属超B级高度的高层建筑，且存 在多项超限项.

本文针对塔楼结构特点，就本工程的风荷载取值，超限处理措施，抗侧力构件类型选取，以及结构方案的优 化比较，进行了计算、分析和讨论.

关键词：框架-核心筒，核心筒高宽比，型钢混凝土柱 1工程概况 中山灯饰商城项目位于广东省中山市古镇.

该项目由一座塔楼和独立裙楼共同构成，塔楼与裙楼间设 抗震缝脱开.

塔楼高184米，42层，建筑面积为6.8万平方米.

裙楼高66米，12层，建筑面积为32万 平方米.

地下室为二层，嵌固端设置在负一层底板.

塔楼结构高宽比为5.3，核心筒高宽比为14.3.参见 图1、图2.

图1建筑效果图 结构设计使用年限为50年，建筑安全等级二级，结构设计基准期50年.

抗震设防类别丙类，抗震设 防烈度7度，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度为0.10g，场地类别为Ⅲ类.

50年一遇基本风 压为0.65kN/m²，地面粗糙度类别为B类.

2基础设计 作者箕介：冯钢（1960-），男，硕土，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 根据地质勘察报告及周边区域工程经验.

基础选用桩独立承台形式.

由于场地地质特征复杂.

桩形 选用钢筋混凝土钻冲孔灌注桩，桩基持力层为中风化粉砂质泥岩，桩长约为30-44m.

桩身混凝土强度等 级C35.塔楼外框柱下承台厚度为3500mm，核心筒下基础底板厚度为3500mm，塔楼范围内承台与筏形承台 间地下室底板厚度为1500mm.

图2建筑剖面图 图3结构平面布置 3上部结构设计 3.1塔楼结构平面布置 塔楼标准层平面根据建筑意图其外轮廓和核心筒均采用菱形平面布置，材料采用钢筋混凝土梁板，标 准层平面梁板布置如图3.

3.2塔楼抗侧力结构布置 塔楼抗侧力体系采用框架-核心筒结构，外框柱从基础至31层采用型钢筋混凝土柱，截面尺寸为 1500x1500mm~1200x1200mm.

32层以上柱采用钢筋混凝土柱.

核心筒为钢筋混凝土结构，筒体外圈墙厚 由基础顶至12层为750~650mm厚，以上为550~450mm厚，核心筒内部墙体厚度为400~300mm.底部加 强区核心筒四周角部边缘构件内增设钢筋芯柱.

3.3结构计算分析 本工程采用的计算软件分别为中国建筑科学研究院编制的SATWE和美国CSI公司编制的ETABS软 件，计算的主要结果叫：第一平动周期为5.27s：第一扭转周期为2.62s.风荷载作用下X Y向最大层间位 移角分别为1/2003，1/814.地震作用下X Y向最大层间位移角分别为1/1502，1/997：位移比分别为1.12 1.25； 底层剪力分别为24475kN，22578kN. 4结构设计中需解决的问题 4.1结构超限及对策 根据住建部关于《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》的有关规定，塔楼高度184m已超 过A、B级钢筋混凝土框架-核心简结构在7度区分别不大于130米和180米高度的最大适用高度范围（框 架-核心筒B级≤180m），同时塔楼还存在如下不规则项，详见表1.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表1结构超限类型 序号 超限类型 判别原则 1 高度超高 钢筋混凝土框架-核心筒7度≤130m 2 扭转不规则 考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.2 竖向尺寸突变 竖向构件在裙楼顶缩进大于25% 4 其他不规则 局部存在穿层柱 针对上述超限情况，在结构设计中采取了如下抗震加强措施： （1）采用两个不同力学模型的空间分析程序进行对比计算.

（2）提高塔楼框架、核心筒的抗震等级为特一级.

（3）对核心筒剪力墙，核心筒连梁.

外框架及穿层柱提出抗震性能目标，特别是对底部加强部位筒 体和穿层柱要求中震弹性和大震不屈服设计.

（4）采用比规范更严格的配筋构造和加强措施，以增加结构在罕见地震下的抗震能力.

底部加强区 核心筒四周角部约束边缘构件内增设芯柱，外框柱底、中区采用型钢混凝土柱.

（5）对少量剪力过大连梁采取设置型钢措施.

4.2风荷载取值 中山市的基本风压值在荷载规范中的全国基本风压图中没有明确给出.

如何准确、合理的确定本项目 50年一遇基本风压值有取0.65kN/m²的工程案例，也有取值0.7kN/m²的工程案例.

相应的100年一遇基本 风压值可取为0.715kN/m²和0.77kN/m².经大量走访和现场调查统计，本工程采用了0.65kN/m²的基本风压 值.

项目完成后广东省于2013年4月发布了在2013年8月正式实施的《高层建筑混凝土结构技术规程》， 明确了中山市的50年一遇基本风压值为0.65kN/m2，与本工程实际采用的相同.

塔楼根据建筑造型需要为菱形平面布置，规范无现存的风载体型系数值，考虑到塔楼为超B级高度的 超高层建筑，为安全计，本工程进行了风洞实验.

该试验由广东省建筑科学研究院风洞试验室承担，并提 供了《中山国际灯饰商城项目风振计算报告》、《中山国际灯饰商城项目风洞动态测压试验报告》《中山 国际灯饰商城项目风洞动态测压试验数据图表》.

报告给出了基于10年一遇风荷载取值和风洞试验数据 计算的结构顶部峰值加速度.

其风载体形系数取1.4可保证结构在风载作用下的安全性.

4.3外框柱设计 根据建筑专业及甲方要求，希望外框柱的截面尺寸以小尺寸为好，可提高空间使用率.

尤其是塔楼标 准层的实际使用率.

由于塔楼高度较高，导致重力荷载增加，其竖向构件的截面尺寸也就相应增加，经计 算采用钢筋混凝土柱，可以满足结构要求.

但其柱截面尺寸在低区需达到2m以上的规格才能满足轴压比 要求.

面采用型钢混凝土柱（SRC）或者钢管混凝土柱（CFT），则可大幅度降低构件截面尺寸.

综合分析 型钢混凝土柱与钢管混凝土柱的优劣，结合本工程的特点，为减少今后的防火防腐维护费用.

最后确定外 框柱采用型钢混凝土柱.

4.4核心筒设计 对框架-核心筒结构而言，核心筒是主要的抗侧力构件，核心筒的高宽比大小至关重要，按照《高规》 的建议.

当核心筒高宽比值小于12时，一般来讲，筒体结构的层间位移就能满足规定要求.

建筑提供的 塔楼平面核心筒尺寸X、Y向分别为27.5m和10.6m，对应的高宽比值为6.7和17.4.

Y向抗侧力刚度弱于 X向抗侧刚度.

核心筒Y方向高宽比远超规范给出的高宽比指南.

试算结果表明Y向层间位移角不满足规 范要求，如不加大核心筒Y向尺寸减小高宽比则需在避难层设置加强层方可满足最大层间位移要求.

加强 层虽然能有效的解决层间位移间题，但也会带来如楼层抗震承载力突变、造价增加、施工麻烦等问题.

经 与甲方和建筑专业协商，确定将核心筒Y向宽度适当加大，使核心筒高宽比值达到14.3.

经计算Y向层间
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 位移在不设置加强层的条件下，其层间位移的计算值就能满足规范要求.

因此，对于超高层建筑《高规》 给出的核心筒高宽比值可以适当放宽，对于风荷载较小，地震烈度低的内陆城市其高宽比值完全可以放宽.

为调整和减小核心筒在X、Y向的刚度差异，在设计中有意识加强和增加了核心筒在Y向的内墙长度 和数量，削弱了X方向的墙体布置，缩小了两方向的抗侧刚度差值，使结构方案更加合理和安全.

4.5舒适度分析 超高层建筑顶部的舒适度是结构设计中应重视的间题.

根据《高层民用建筑钢结构技术规程》的有关 计算规定进行验算，在10年一遇的风荷载标准值作用下，结构顶点顺风向和横风向振动最大加速度计算 值满足限值要求.

风洞试验结果也表明，结构顶部X向最大加速度为0.075m/s²，Y向为0.123m/s²，最大 合成加速度为0.104m/s²满足规范要求.

5结语 合理选择结构类型和结构体系是高层建筑结构设计的重要任务，它关系到结构的经济指标、结构的抗 震抗风性能以及施工效率.

对结构存在的难点和超限问题，加强概念设计，进行多程序对比计算分析，采取有效合理的抗震加强 措施是可以保证结构的安全运行.

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]GB50010-2010.混凝土结构设计规范[S]北京：中国建筑工业出版社，2010 [4]深圳市建筑设计研究总院有限公司.中山国际灯饰商城高层建筑工程超限设计可行性论证报告[R].2011

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动力弹塑性分析 冯叶文，周坚荣，孟美莉，吴兵，傅学怡 （深圳大学建筑设计研究院，深圳，518060) 摘要：本文通过对沈阳宝能金融中心住宅5栋塔楼中的4#、6进行了动力弹塑性分析，计算表明：两栋塔楼能实现一大 震不倒”，达到预定的性能目标.

分析发现结构7层部分剪力境收短过快容易形成薄弱层，施工图设计中拟采用2-3层 缓慢收进，以此推广到其它类似情况的塔楼.

另外，动力弹塑分析很好地验证了本工程住宅塔楼“束筒-连梁“概念的剪 力境布置方案有效地提高了结构抗震能力（刚度与承载力），使结构富有延性.

关键词：动力弹塑性分析薄弱层“束筒-连梁"概念的剪力墙布置方案抗震能力 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.

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，建筑效果图见图1.

其中T1办公塔楼、T2酒店塔楼分别设缝与商业裙房分开，5栋住宅塔楼（T3~T7）与商业裙房之间不设永 久缝，各塔楼平面及结构分缝示意见图2.

5栋住宅塔楼主体高为194~200m，采用全落地剪力墙结构，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.

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.

结构缝 6#楼 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 本工程塔楼数量较多，综合考虑各塔楼的户型、受力行为的差异性等因素，有针对性选择科4、进行 动力弹塑性分析，分析软件选用Perform-3D.

根据上述两塔楼整体计算结果及薄弱部位，户型一致、受力行 为相似的塔楼具有参考价值，对可能存在的薄弱部位进行加强.

本文重点介绍4、6动力弹塑性分析结果.

作者简介：冯叶文（1983-），男硕土，工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2弹塑性模型的构建 2.1材料模型 混凝土：受压采用多折线模型，能考虑循环过程中刚度退化，可以选择是否考虑约束混凝土，多折线 模型可根据《混规》[2]附录C公式确定相关参数.

此外，可选择是否考虑抗拉强度.

钢筋：采用二折线模型，拉压对称，不考虑刚度退化.钢筋屈服强度取标准值，强化段模量可取0.01Es（Es 为钢筋弹性模量），极限抗拉应变可取0.01.

2.2构件模型 剪力墙：采用Shearwallelement模拟，该单元为四节点单元，平面内力学特性由轴向-弯曲特性和剪 切特性组成，两者相互独立.

单元的扭转及平面外弯曲、剪切均假定为弹性.

剪力墙边缘构件纵筋通过添 加 Steel bar单元实现，Steel bar单元与 Shear wall element共节点连接.

框架柱：采用弹性杆集中塑性较（PMM较）的FEMA柱模型模拟，柱子的剪切、扭转均假定为弹性.

连梁、框架梁：采用弹性杆集中塑性铰的FEMA梁模型来模拟.

连梁剪切行为较明显，在梁两端设 置剪切强度截面，根据规范计算截面限制条件，如果计算后截面剪力超过设定强度值，则需调整梁截面大 小，防止其发生剪切破坏.

框架梁比较容易实现“强剪弱弯”，跨高比小的框架梁也可以按上述方式处理剪 切行为.

2.3整体模型的简化 在保证计算精度的前提下，弹塑性模型应尽可能简化，节省计算时间，抓住整体结构中主要抗侧结构 体系的地震响应.

本工程作了以下假定：（1）嵌固端可选择在地下室顶板，仅分析地上塔楼：（2）采用刚 性楼板假定，楼板不进入整体计算模型.

弱连接的楼板通过弹性楼板考虑刚度退化近似模拟：（3）次要构 件：对整体结构抗侧贡献较小的次要构件可不进入整体模型，如楼面次梁、周边悬挑构件等，保留相应的 荷载及质量.

3构件非线性判别标准 对于屈服构件，结合国美国规范ASCE41-06，剪力墙、连梁及框架梁塑性变形能力判别标 准见表1、表2.

表1剪力墙纤维应变容许准则 表2塑性转角容许准则 纤维应变 部位 允许最大应变 构件IOLSCP 钢筋拉应变 塑性较区域 框架梁、连梁0.0050.010.02 非塑性较区域 1.5ee 混凝土压应变 Eca 注：为钢筋屈眼应变，为混凝土极限压应变.

4整体计算结果 选用满足规范要求的两组天然波和一组人工波进行六个双向输入分析工况的动力弹塑性分析.

计算 过程中，主、次方向地震波峰值加速度比为1:0.85，加速度峰值为220cm/s2，地震波持续时间均为40s.

先对结构进行重力荷载代表值作用下的非线性静力加载，然后接力进行动力弹塑性分析.

动力弹塑性分 析整体指标见4.2、4.3节，模型校核结果见4.1节.

4.1模型的校核 在非线性分析之前进行模型检查，校核Perform3D、Satwe模型质量、基本周期，各程序的计算结 果均比较接近，误差在工程允许的范围内，详见表3、表4.相对弹性模型，弹塑性模型（Perform3D 模型）周期略短，结构刚度略大，主要因为弹塑性模型连梁刚度没有折减.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表34#模型校核 周期 T1 T2 T3 T4T5T6 Satwe(s) 4.288 4.011 3.420 1.353 4.1413.828 1.068 Perform 3D (s) 3.131 1.215 1.0990.984 结构总质量（1） 149266 (Satwe) 153683(Perform 3D) 表46#模型校核 周期 T1 T2 T3 T4 T5T6 Perform 3D (s) Satwe(s) 4.7624.557 2.244 1.4281.1840.825 4.6284.466 2.137 65974 (Satwe) 1.3041.1160.783 结构总质量（t） 66507(Perform 3D) 4.24#弹塑性分析整体指标 表5X向为主方向输入的计算结果 地震波名称 顶点位移（mm）（△/H） 最大层间位移角（楼层） X向基底剪力（kN）/剪重比 L7452 469 (1/415) 1/293 (27) 107349/7. 13% L0398 381 (1/511) 1/341 (37) 77671/5. 16% L0523 528 (1/368) 1/226 (22) 77563/5. 15% 表6Y向为主方向输入的计算结果 地震波名称顶点位移（mm）（△/H） 最大层间位移角（楼层） Y向基底剪力（kN）/剪重比 L7452 536(1/363) 1/221 (55) 107058/7.1% L0398 619 (1/314) 1/250 (42) 113737/7. 55% L0523 698 (1/279) 1/210 (31) 103329/6. 86% 表7L0523波作用下弹塑性与弹性大震比较结果 基底剪力（kN） 顶点位移（mm） 最大层间位移角（楼层） x为主方向 弹塑性 77563 528 1/226 (22) 输入 弹性 109616 590 1/239(23) 弹塑性/弹性 71% 89% 106% Y为主方向 弹塑性 103329 698 1/210(31) 输入 弹性 153218 68 1/191 (32) 弹塑性/弹性 67% 88% 91% X向 Y向 图3L0523波作用下弹塑性与弹性大震位移角曲线比较 从表5、表6可知，X向最大顶点位移为528mm，相应的位移角为1/368，Y向最大顶点位移为698mm， 相应的位移角为1/279：X向、Y向最大层间位移角分别为1/226和1/210，均小于规范1/120的限值，结构 未出现倒塌现象，能实现“大震不倒”，达到预定的性能目标.

表7为L0523波作用下弹塑性与弹性大震比较结果，从表中可以看出，由于结构在大震作用下混凝 土发生损伤，出现了塑性变形，周期变长，使得地震作用（基底剪力）较弹性分析的小，弹塑性的结果 约是弹性结果的67~71%：从顶点位移比较来看，地震作用减小，导致顶点位移也随之减小，弹塑性结 果为弹性结果的88~89%； 从表7、图3可知，大部分楼层弹塑性位移角要比弹性位移角小，两个方向弹塑性最大层间位移角
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 所在楼层与弹性基本一致.

X方向最大层间位移角附近的楼层弹塑性位移角要比弹性位移角要大：Y方 向最大层间位移角附近的楼层弹塑性位移角要比弹性位移角略小，中下部楼层（7-15层）比弹性位移角 大.

4.36#弹塑性分析整体指标 表8X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) 最大层间位移角（楼层） X向基底剪力（kN）/剪重比 L745-2 454 (1/429) 1/292 (31) 37488 (5. 75%) L0398 472 (1/413) 1/243 (26) 29226 (4. 45%) L0523 652 (1/298) 1/196 (26) 33955 (5. 21%) 表9Y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） 最大层间位移角（楼层） Y向基底剪力（kN）/剪重比 L745-2 (628/1) 209 1/257 (29) 44062 (6. 76%) L0398 494 (1/394) 1/267 (39) 38119 (5. 85%) L0523 735 (1/265) 1/210 (27) 38017 (5.83%) 表10L0523波作用下弹塑性与弹性大震比较结果 基底剪力（kN） 最大层间位移角（楼层） x为主方向 弹塑性 33955 652 1/196 (26) 输入 弹性 52332 749 1/180 (28) 弹塑性/弹性 65% 87% 92% Y为主方向 弹塑性 38017 735 1/210 (27) 输入 弹性 52800 835 1/189 (26) 弹塑性/弹性 72% %88 89% 从表8、表9可知，X向最大顶点位移为652mm，相应的位移角为1/298.Y向最大顶点位移为735mm， 相应的位移角为1/265：X向、Y向最大层间位移角分别为1/196和1/210，均小于规范1/120的限值：结构 未出现倒塌现象，能实现“大震不倒”，达到预定的性能目标.

表10为L0523波作用下弹塑性与弹性大震比较结果，从表中可以看出，由于结构在大震作用下进入 弹塑性阶段，周期变长，使得地震作用（基底剪力）较弹性分析的小，弹塑性的结果约是弹性结果的 65~72%：从顶点位移及层间位移角比较来看，地震作用减小，导致顶点位移也随之减小，弹塑性结果为 弹性结果的87~88%：弹塑性最大层间位移角较弹性的要小，约为弹性的89%.

5构件性能水准评价 5.14#构件性能水准评价 a.混凝土压应变分布图 b.混凝土拉应变分布图 c.钢筋拉应力分布图 d.连梁塑性较分布图 图4 4构件性能水准 计算结果表明，剪力墙混凝土压应变最大约为0.6Eo，主要分布结构底层、7层，第7层混凝土压应变
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 较大是部分剪力墙收短引起，如图4中a：混凝土开裂较严重部位主要分布在结构底层、7层及相邻楼层、 上部楼层两端山墙，如图4中b.

上述部位也是钢筋拉应力较高部位，未见钢筋发生屈服，最大钢筋拉应 力为250Mpa，如图4中c：绝大部分连梁进入屈服状态，性能水准处于IO-LS阶段，少量连梁进入CP阶段 甚至破坏，如图4中d.

大震作用下，连梁屈服耗能，有效地发挥第一道防线的作用，达到了“强墙肢弱连 梁“的目标.

从连梁形成塑性较的过程可以看出，最大层间位移角所在楼层附近连梁首先形成塑性铰，然 后向其他楼层连梁扩展.

5.26#构件性能水准评价 a.混凝土压应变分布图b.混凝土拉应变分布图 c.钢筋拉应力分布图d连梁塑性较分布图 图56#构件性能水准 计算结果表明，剪力墙混凝土压应变最大约为0.73E，主要分布结构底部两层、7层，第7层混凝土压 应变大是部分剪力墙收短引起的，如图5中a：剪力墙混凝土开裂较严重的部位主要分布在结构中下部楼 层、顶部楼层，如图5中b：墙肢钢筋均处于弹性阶段，最大钢筋拉应力为230Mpa，钢筋拉应力水平较 高的墙肢主要分布在结构底层、7层，如图5中c.

绝大部分连梁进入屈服状态，性能水准处于IO~LS阶 段，少量连梁进入CP阶段甚至破坏，如图5中d.

大震作用下绝大部分连梁有效地发挥作为第一道防线的 作用，达到了“强墙肢弱连梁“的目标.

6结语 通过对沈阳宝能金融中心住宅5栋塔楼中的4#、6#进行了动力弹塑性分析，主要结论如下： 1）经分析的两栋塔楼最大层间位移角均小于规范1/120的限值，且有较大富余.

整个分析过程结构 未出现倒塌现象，能实现“大震不倒”，达到预定的性能目标.

从这一方面验证了，本工程住宅塔楼"束 简-连梁“概念的剪力墙布置方案有效地提高了结构抗震能力（刚度与承载力）： 2）两个塔楼中的连梁绝大部分连梁屈服耗能，有效地发挥作为第一道防线的作用，达到“强墙肢 弱连梁”的目标.

从这一方面验证了，本工程住宅塔楼“束筒-连梁"概念的剪力墙布置方案使结构富 有延性，连梁屈服耗能，很好地保护了墙肢： 3）两个塔楼计算结果都表明，结构7层部分剪力墙存在收短现象，剪力墙混凝土压应变、钢筋拉 应力在该楼层较大，容易形成薄弱层.

施工图设计中拟采用2-3层缓慢收进，避免墙肢收短导致结 构承载力在该楼层削弱过大形成薄弱层，改善结构的破坏形态，以此推广到其它类似情况的塔楼.

参考文献 [1]JGJ32010高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京：中国建筑工业出版社，2010. [3]GB 50001-2010建筑抗震设计规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2010 [3]深圳大学建筑设计研究院，沈阳宝能金融中心结构工程超限高层专项审查送审报告[R].2014.3 [4]周坚荣，张克等，望京搜候中心T3塔楼动力弹塑性分析，第二十二届全国高层建筑结构学术会议论文，2012年

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论 2014年 杭州奥体博览城网球中心移动屋盖钢结构设计 傅学怡，高颖、朱勇军、董全利、王涛、王文标 （CCDI 悉地国际设计顺间有限公司.

北京 100013) 摘要：本项目是一个八个花瓣转开启的可开启屋盖钢结构，下部为钢筋混凝土结构看台及功能用房，看台区上覆的 钢结构罩棚为环状花瓣造型的可开启屋盖，该屋盖闭合时覆盖整个场地.

下部砼结构外轮房平面为圆形，上部支承环状花瓣 造型的可开启屋盖钢结构罩棚，该屋盖闭合时覆盖整个场地.

固定屋盖罩棚外边缘直径约133米，悬挑长度的26n，场地中 心罩棚因形开口直径约达60米，罩棚结构最高点标高30米.

固定屋盖钢罩棚由24个单元花瓣族转复制组成.

固定屋盖上方 设置8片大悬挑花瓣形移动屋盖，移动屋盖采用平面旋转45度开启方式.

每设置一个固定转轴及三条同心旋转轨道结构， 其中两条轨道固定在移动屋盖上，一条轨道固定在固定屋盖上，单片移动屋盖径向长度45，宽25m，闭合状态向圆心悬挑 30m.钢结构單棚采用悬挑空间管桁架结构受力体系.

重点介绍本工程移动屋盖钢结构设计的关键技术难点及相应的专项研 究分析处理方法.

关键词：网球中心：空间钢结构：可开启屋盖：大悬挑 1工程概况 杭州奥体网球中心采用新颖的八个花瓣旋转开启的可开启屋盖结构，下部为钢筋混凝土结构看台及功 能用房，看台区上覆的钢结构罩棚为环状花瓣造型的可开启屋盖，该屋盖闭合时覆盖整个场地.

固定屋盖罩棚外边缘直径约133米，悬挑长度约26m，场地中心罩棚圆形开口直径约达60米，整个钢 罩棚由24个单元花瓣组成，每个单元采用了两组倒三角空间立体桁架构成，单元和单元之间公用上弦杆， 并通过环桁架下弦系杆连接.

主桁架悬挑端根部高度为4.5m，端部为高度3m.

设置6道屋面环桁架，最 端部的屋面环桁架为倒三角立体桁架，其余5道为平面片桁架，垂直于地面.

钢结构罩棚通过24组四管 组合V型撑与顶部砼看台型钢柱连接，构成罩棚上支座：径向主桁架上下弦杆向墙面延伸，汇交至下部砼 二层混凝土梁顶面，构成罩棚下支座.

固定屋盖上方设置8片大悬挑花瓣形移动屋盖，移动屋盖采用平面旋转45度开启方式.

每棍设置一 个固定转轴及三条同心旋转轨道结构，其中两条轨道固定在移动屋盖上，一条轨道固定在固定屋盖上，单 片移动屋盖径向长度45，宽25m，闭合状态向圆心悬挑30m.

三条轨道相对于转轴为三个同心圆，不同开 启角度，轮子支撑点相对于移动屋盖位置不同，轨道1、轨道2对应的轮子固定在固定屋盖上：轨道3对 应的轮子固定在移动屋盖上.

移动屋盖有沿着径向的花瓣造型的主桁架（主桁架位置及曲线造型同时结合 轨道布置）和沿着环向的次桁架构成，并设置屋面交叉支撑以提高整体屋盖的刚度和整体性.

作者简介：傅学怡（1945-），男，研究员，国家勘查设计大师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论 2014年 图1杭州奥体博览城网球中心效果图 图2整体结构三维模型示意 图3典型剖面示意 2移动屋盖旋转方式及轮轨与钢结构关系 移动屋盖采用平面旋转45度开启方式.

移动屋盖每福设置一个固定转轴及三条旋转轨道结构，其中 两条轨道固定在移动屋盖上，一条轨道固定在固定屋盖上.

单片移动屋盖径向长度45，宽25m，闭合状 态（最不利）向圆心悬挑30m.

移动屋盖下弦为平面，上弦为曲线花瓣状屋面.

移动屋盖径向主桁架的位 置及曲线与轨道一致.

图4固定屋盖与轮轨的关系图 论（国定于国定是签) 中心国量（买升降） 风力能执域[图定于语动紧盖] 图5移动屋盖与轮轨关系示意图 三条轨道相对于转轴为三个同心圆，不同开启角度，轮子支撑点相对于移动屋盖位置不同，轨道1、 轨道2对应的轮子固定在固定屋盖上，移动屋盖转动时，移动屋盖支座位置变化：轨道3对应的轮子固定 在移动屋盖上，移动屋盖转动时，移动屋盖支座位置不变.

如下图6所示：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论 2014年 8办 屋盖闭合状态 星盖开启状态 图6不同开启状态移动屋盖与设备的关系示意 利用固定屋盖的上弦平面杆件设置连接刚度较大的平台支承主动轮设备、反力轮设备、转轴设备.

如下 图7所示： 转轴平台 反力轮平台 主动轮平台 图7固定屋盖和平台的连接关系 3轮轨布置规律 三个轮子的重心位置与单片移动屋盖的中心线位置尽量重合，以提高移动屋盖整体稳定性，下图蓝色为三 个轮子构成的三角形，红色为屋盖外轮廊构成的三角形，绿色圈为三个轮子位置.

闵合状态 开启状态 图8不同开启状态移动屋盖与轮子关系示意图 假定整体屋盖为均质平板，紫色轮廊线为构成的菱形为其外变形，屋盖重心如图所示，从闭合状态到
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论 2014年 开启状态转动45度：整体屋盖以转轴为固定轴做定轴转动：三个轮子作为整体屋盖的支撑体系，其中主 动轮1和反力轮3位于固定屋盖上，不转动，从动轮2相对于固定轴做定轴转动，三者构成红色三角形.

子中心软速 图9移动屋盖与轮子关系示意图 图10屋盖旋转过程中的轨迹示意图 （棕色线为轮子中心轨迹线，蓝色线为屋盖重心轨迹线） 研究每个旋转角度屋盖重心和轮子合力中心的距离，可知，二者最大距离9m（闭合状态），最小距离 0.3m，接近重合（开启状态），随着闭合状态到开启状态，二者之间的距离逐渐递减，并且两条轨迹线不 相交.

也就是闭合状态的屋盖相对于轮子的倾覆力矩最大，反力轮3受最大的拉力，主动轮1和从动轮2 受最大的压力，对于轮子的最不利受力状态为闭合状态：而开启状态轮子的受力状态最为有利.

表1：移动屋盖开启角度时，屋盖结构重心与轮子合力中心的距离 距离范围 01n 1n2m 23m 3n4m 4n5m 5m-fn 67n 7n-8m 89n 角度状态 （每度一个状态） 5 5 5 5 5 5 6 盖重心 者董心与轮子业方重方真 图11屋盖重心和轮子合力中心轨迹线关系图12移动屋盖重心与轮子几何关系示意图 假定屋盖为完全刚体，并且形状为标准等腰菱形，根据下图根据任意状态建立方程，三个轮子的反力 需要满足如下方程，并且各个轮子水平反力均为零.

F1*x1F3*x3=F2*x2 F1*y1=F2*y2F3*y3 F1F2F3=G（屋盖总重力荷载） 其中：从闭合到开启状态： 1）X1：逐渐减小X2：不变 X3：逐渐增大 主动轮1到屋盖对称轴中心线的距离从闭合状态的7.7m到开启状态的1.3m，逐渐减小，主动轮1一直都 位于屋盖左侧： 从动轮2到屋盖对称轴中心线的距离从闭合状态到开启状态均为7m，不发生变化，从动轮2一直都位于屋 盖右侧： 反力轮3到屋盖对称轴中心线的距离从闭合状态的0.3m到开启状态的5.3m，逐渐增大，反力轮3一直都
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论 2014年 位于屋盖右侧： 从上分析可得知，主动轮1和从动轮2在屋盖闭合状态距离中心线距离基本一样，反力轮3在屋盖闭合状 态距离中心线距离为0，故主动轮1和从动轮2在该状态竖向反力接近相同： 2）Y1：先减小后增大Y2：不变Y3：逐渐减小 Y1：从闭合状态的4.43m到开启状态的9.34m，先减小为0后逐渐增大，在水平对称轴两侧，0-14度在水 平对称轴之上，14-45度在水平轴之下 Y2：从闭合状态到开启状态均为4.32m，不发生变化，一直在水平轴之下： Y3:从闭合状态的18.3m到开启状态的5.84m，逐渐减小，一直在水平轴之下： 建立刚度足够大的菱形均质平板，如下图所示，表面施加1kN/的均布荷载，研究开启状态和闭合状 态的轮子反力规律： 所合伙态 图12理想状态模型计算简图 闭合状态：X1=7.7x2=7x3=0.3Y1=4.43Y2=4.32Y3=18.3G=572kN 开启状态：X1=1.3x2=7 x3=5. 3Y1=9.34Y2=4.32 Y3=5. 84G=572kN 代入公式： F1*x1F3*x3=F2*x2 F1$y1=F2*y2F3*y3 F1F2F3=G（屋盖总重力荷载） 可以求得： 闭合状态：F1=360kN F2=393kNF3=-181kN 开启状态：F1=197kNF2=177kNF3=199kN 同时，理想状态下屋盖最前端水平位移为0，各个轮子作用点水平位移为0，轮子在各个工况下只承受 竖向反力.

根据上述公式可以得到如下屋盖轮轨反力随着屋盖旋转的变化规律，如下图13所示： 409 .24 力3) ：不力 角量（加合使出为：楼） 图13屋盖轮轨反力随着屋盖旋转的变化规律 结论： 1主动轮1和从动轮2，从闭合状态到开启状态，反力均为压力，反力逐渐减小：并且在

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 杭州奥体博览城网球中心整体结构设计研究综述 傅学怡，高颖、董全利、朱勇军、王涛、席向宇、曹禾 （CCDI悉地国际设计顾间有限公司，北京100013） 摘要：杭州奥体博览城网球中心的钢结构罩棚采用新额的八个环状花瓣造型组成的可开启屋盖，八片花瓣闭合时覆盖整 个场地.

下部砼看台和功能用房结构采用框架-支撑-剪力墙结构，外轮房平面为圆形，上部支承环状花瓣造型的可开启屋 盖钢结构罩棚.

固定屋盖罩棚外边缘直径约133米，悬挑长度约26n，罩棚圆形开口直径约达60米.

罩棚结构最高点标 高30米.

整个钢單棚由24个单元花瓣旋转复制组成.

固定屋盖上方设置8片大悬挑移动屋盖，移动屋盖采用平面旋转 45度开启方式.

造型为花瓣形，每棍设置一个固定转轴及三条围绕固定转轴同心旋转的轨道结构，其中两条轨道固定在 移动屋盖上，一条轨道固定在固定屋盖上，单片移动屋盖径向长度45m，宽25m，最不利闭合状态时，向圆心悬挑30m.整 体钢结构罩棚采用悬挑空间管析架结构受力体系，重点介绍本工程结构体系、结构构成、结构设计的关键技术难点及相应 的专项研究分析处理方法.

关键词：网球中心：空间钢结构：可开启屋盖：大悬挑 1工程概况 杭州奥体网球中心位于钱塘江以南萧山区与滨江区的交界、钱塘江与七甲河交汇之处，网球中心在已 建主体育场的东北部，北邻七甲河，东临利民河，首层南临一桥南路，二层南侧通过二层平台和奥林匹克大 道相连，为特级体育建筑.

总建筑面积24998㎡，其中地上21307㎡，地下3691m.

本项目为新颖的八个花瓣旋转开启的可开启屋盖结构，下部为钢筋混凝土结构看台及功能用房，看台 用框架-支撑-剪力墙结构，外轮廊平面为圆形.

固定屋盖罩棚外边缘直径约133米，悬挑长度约26m，场 地中心单棚圆形开口直径约达60米.

整个固定屋盖钢罩棚由24个单元花瓣旋转复制组成.

固定屋盖上方 设置8片大悬挑花瓣形移动屋盖，移动屋盖采用平面旋转45度开启方式，移动屋盖每福设置一个固定转 轴及三条同心旋转轨道结构，其中两条轨道固定在移动屋盖上，一条轨道固定在固定屋盖上，单片移动屋 盖径向长度45，宽25m，最不利闭合状态时，向圆心悬挑30m.

作者介绍：傅学恰（1964-），男，研究员，国家勘查设计大师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图1杭州奥体博览城网球中心 2结构体系及构成 2.1下部混凝土结构 网球中心决赛场为特级比赛场馆，总建筑面积24998m”，其中地上21307m，地下3691m”.

下部砼 结构为观众看台及各功能用房，外轮廊平面为圆形，底层混凝土结构外径为110m，内径55m，结构宽度27.5m.

看台顶部外轮廊直径106米，看台最高点标高为20.50米.

下部砼结构为地上三层，首层层高层6.0m，第 二层为4.5m，第三层为10m. 图2混凝土结构模型三维图 结合建筑平面布局，下部砼结构均匀布置了十道环向剪力墙（其中2道位于扩大平台下方），与框 架形成框架-剪力墙体系，增加下部砼结构刚度，有利于抗震.

墙厚500mm.

剪力墙布置如下图所示，其中8道环向剪力墙均布置在底层0-6m标高.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图3混凝土剪力墙平面布置（红色） 上部钢结构支撑在直径1200mm的斜柱上，为提高上部钢结构上支座下方的混凝土的环向抗扭刚度， 在二层和三层斜柱环向设置8道交叉钢支撑，该交叉支撑的设置位置与底层环向剪力墙在同一平面位置， 如下图所示.

支撑截面圆钢管680x22（底层），圆钢管570x18（顶层）.

图4支撑位置示意 楼（屋）面为现浇砼主、次梁体系，在斜看台区利用建筑踏步布置成密肋楼盖.

上部钢结构的下支点落在最外圈的型钢混凝土环梁上，钢结构上支点支承在内圈混凝土斜柱柱顶，与 其连接的看台顶部环梁及看台斜梁均为型钢混凝土梁.

径向框架梁断面一般为400×700mm.

环向框架梁按跨度大小分别为400×700mm、500×900mm和500× 1000mm：次梁径向布置，一般为300×600mm：消防车经过区域径向框架梁一般600×1200mm，环向框架梁 一般为为500×1200mm：斜看台环向密肋梁截面150×600mm.

一般板厚120mm，观众平台下板厚150mm，斜 看台板厚度100mm. 结构典型副面如下图5所示： 图5结构剖面图 2.2上部钢结构固定屋盖 本工程砼看台区上覆的钢结构罩棚为环状花瓣造型的的可开启屋盖，该屋盖闭合时覆盖整个场地.

固 60米.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图6固定屋盖钢结构量棚三维视图 整个钢罩棚由24个单元花瓣组成，单元和单元之间公用上弦杆，并通过环桁架下弦系杆连接，如下 图所示： 图7每组量棚建筑单元示意图 每组花瓣为两个不同的结构单元构成，由径向悬挑主桁架和环向次桁架组成.

其中，径向主桁架悬挑 长度26m，为罩棚主受力结构.

每个单元采用了两组倒三角空间立体桁架构成，二者公用一根上弦杆，并 通过环桁架下弦系杆连接.

业 图8主析架结构构成 图9星面环桁架布置示意图 主桁架悬挑端根部高度为4.5m.

设置6道屋面环桁架，最端部的屋面环桁架为倒三角立体桁架，其余 5道为平面片桁架，垂直于地面.

其构成见下图.

顶部砼看台型钢柱连接，构成罩棚上支座：径向主桁架上下弦杆向墙面延伸，汇交至下部砼二层混凝土梁 顶面，构成罩棚下支座.

图10钢罩棚支座构成
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2上部钢结构移动屋盖 固定屋盖上方设置8片花瓣形大悬挑移动屋盖，移动屋盖采用平面旋转45度开启方式.

每福设置一 个固定转轴及三条同心旋转轨道结构，其中两条轨道固定在移动屋盖上，一条轨道固定在固定屋盖上.

单 片移动屋盖径向长度45，宽25m，闭合状态向圆心悬挑30m.

图11固定屋盖与轮轨的关系 图12轮轨与移动屋盖关系示意图 三条轨道相对于转轴为三个同心圆，不同开启角度，轮子支承点相对于移动屋盖位置不同，轨道1、轨 道2对应的轮子固定在固定屋盖上，移动屋盖转动时，移动屋盖支座位置变化：轨道3对应的轮子固定在 移动屋盖上，移动屋盖转动时，移动屋盖支座位置不变.

如下图13所示： 闭合状态示意 开启15度示意 开启30度示意完全开启状态（45度）示意 图13典型开启状态移动屋盖与轮轨位置示意 移动屋盖下弦为平面，上弦为曲线花瓣状屋面.

移动屋盖由沿着径向的花瓣造型的主桁架（主桁架位 置及曲线造型同时结合轨道布置）和沿着环向的次桁架构成，并设置交叉支撑以提高移动屋盖的刚度和整 体性.

图14移动屋盖构成示意 3结构设计标准 本工程结构安全等级一级，抗震设防烈度为6度，基本地震加速度0.05g，场地类别为Ⅲ类，抗震设防 类别为乙类，框架及剪力墙抗震等级为二级.

1）混凝土结构位移、轴压比、配筋率、配箍率、剪压比等各项指标按相关规范、规程限值，并控制 重力荷载作用下结构水平位移≤h/1000（h为层高）.

5

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 高层超高层建筑结构设计调平法探究 傅学怡，吴兵，邸博，孟美莉 （深圳大学建筑设计研究院，深圳，518060) 摘要：高层超高层建筑在重力荷载作用下结构竖向构件差异变形将引起重力荷载向下传递过程中的转移及结构构件附加内 力，不利于结构受力及抗震、抗风.

研究提出超高层建筑重力荷载作用下水平构件较接调平设计新方法.

理论分析与典型算 例（总高度500n，平面55m×55m、112层巨型钢斜撑外框架劲性钢筋混凝土核心简结构体系）计算结果表明，以往分析方法只采 用水平构件刚接计算模型，水平构件始终参与竖向构件竖向变形协调，重力荷载作用下竖向构件即使采取多次调整截面计算， 仍难以做到全楼各层各竖向构件压应力水平均匀一致.

提出主动自觉调平设计新方法，设计前期将水平构件较接，不参 与竖向构件重力荷下变形协调，重力荷载一次施加，在此基础上适当调整竖向构件截面及结构布置，能比较迅速地尽量使 结构在重力荷载作用下各楼层竖向构件（包括各片墙及柱）竖向变形一致，在此基础上再将水平构件刚接，进入整体结构分 析设计，从而可大大减小及消除重力荷载作用下竖向构件差异变形导致的较大结构内力，利于结构安全、经济、合理，对高 层及超高层建筑结构设计有重要意义.

关键词：水平构件较接：竖向构件截面调整：重力荷载：压应力水平 1引言 高层及超高层结构在重力荷载下，竖向构件压应力水平不同，导致竖向构件竖向变形存在差异，与之 相邻的水平构件参与竖向构件的变形协调，以至于仅在结构重力荷载下，结构构件（包括水平构件及相连 竖向构件）可能产生较大附加内力，不利于结构受力及抗震、抗风.

重力荷载作用下结构竖向构件差异变 形主要由两部分组成，一部分是竖向构件短期弹性差异变形，另一部分是混凝土收缩、徐变等长期效应所 引起的差异变形累积“.

其中，长期差异变形累积与短期弹性结构竖向构件压应力水平差异密切相关，故 控制重力荷载作用下结构竖向构件短期弹性压应力水平均匀一致，减小竖向构件差异变形，对高层建筑结 构设计尤为重要.

目前国内外对此间题的主要处理方法一般基于水平构件刚接模型，重力荷载施工模拟加载，有的工程 或考虑混凝土收缩、徐变以及施工过程等结构时变特性，进行结构竖向构件变形的分析与控制.

由于结构 水平构件参与竖向构件的变形协调，即使采用多次调整竖向构件截面积布置，难以做到全楼各层各竖向构 件压应力水平均匀一致.

本文研究提出水平构件较接竖向构件调平新方法，该方法适用于不同计算平台， 方便易用高效，对高层及超高层建筑结构设计有重要意义.

2调平法 2.1分析方法概述 初步设计前期，在整体结构模型中，先令结构水平构件全部较接，一次施加全部重力荷载，查看全楼 各层各点竖向变形，适当调整竖向构件截面及结构布置，尽量使该铰接结构全楼各层各竖向构件（墙与墙、 墙与柱、柱与柱）在重力荷载作用下竖向变形均匀一致，在此基础上，按原结构要求，水平构件刚接，进 作者简介：博学怡（1945-)，男，学土，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 行后续的结构抗震、抗风设计.

分析方法易于实现建筑重力荷载下结构竖向构件受力直接，能较主动自觉 减小和消除重力荷载作用下下竖向构件差异变形面产生的较大结构内力（框架梁、连梁、剪力墙、柱的剪 力、弯矩），利于结构安全、经济、合理：也利于建筑楼面平整，同时，可避免一侧竖向变形较大而使结构 产生较大水平变形引起的倾斜，保证建筑物正常使用.

若理想调平，都可以不作结构重力荷载下施工模拟.

2.2分析流程 开始 图1为水平构件铰接调平法的分析流程图.

首先，结构水平构件 全部铰接：然后一次施加重力荷载：调整结构竖向构件截面尺寸及结 建立整体结构有限元模型 构布置，尽量消除结构调平竖向变形差：最后，结构水平构件恢复刚 接，进行整体结构设计.

结构水平构件全部胶接 → 2.3可行性分析 重力荷般一次加 一级筒体框架结构、框架剪力墙结构重力荷载代表值作用下，底 部筒体剪力墙墙肢轴压比限值0.5：底部框架柱水平荷载最不利工况下 反复调整竖向构件截面 轴压比限值0.7，对于大部分高层超高层结构，地震或风荷载引起的外 尺寸及结构布置 框柱附加轴压比一般在0.2左右，故在不考虑水平地震和风荷载作用， 尽量消除差异变形 仅重力荷载代表值作用下可控制外框柱轴压比限值也为0.5，即重力荷 → 载下，内筒剪力墙及框架柱竖向构件轴压比可以取得一致.

对于中上 结构水平构件恢复刚接 进入整体结构分析设计 部筒体剪力墙、框架柱轴压比限值，分别取0.3和0.5时，也可使结构 在重力荷载作用下墙-墙、墙~柱、柱与柱之间的压应力水平可以取得 墙束 一致.

图1调平法分析流程图 3调平法典型算例 3.1结构概况 算例采用巨型钢斜撑外框架劲性钢筋混凝土核心筒结构体系，地面以上112层，主体结构屋盖高度 500m，结构高宽比为500/（55-6）=10.2，7度一组抗震设防，场地类别I类.

结构主要抗侧力体系如图2 所示，标准层结构平面如图3所示.

初步设计时筒体内外墙、外框巨柱截面尺寸及型钢率按表1～2确定， 整体结构有限元计算模型如图4所示.

3.2调平设计 按前述调平法，将结构水平构件（筒框梁）全部铰接，此时筒体墙肢与外框巨柱重力荷载下受力直接， 筒框梁不参与竖向构件变形协调.

根据初步设计截面重力荷载下竖向构件压应力水平以及差异变形情况， 调整竖向构件截面尺寸，使全楼各层各竖向构件压应力水平趋于均匀一致，尽可能减小结构竖向构件差异 变形量.

调平后结构筒体内外墙、外框巨柱截面尺寸及含钢率如表3～4所示.

重力荷载代表值作用下简体 内外墙及外框巨柱轴压比沿高度分布如图5所示.

由图5可见，调平后，内筒外框竖向构件轴压比较为接 近.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 4750 抗力体系=核心筒图巨型料排架 00095 图2结构抗侧力体系构成图 图3结构平面布置图 图4整体结构有限元模型 表1调平前筒体内外墙截面尺寸（mm） 表2调平前巨柱截面尺寸（mm） 楼层号 外墙厚度（型钢率） 内墙厚度（型钢率） 楼层号 截面尺寸（型钢率） 101~112 600 400 102~112 3000x3000 (4. 0%) 77~100 800 500 83~101 3400x3400 (4. 0%) 9L~69 900 600 29~9 1000(1. 0%) 700 (1. 0%) 64~82 4000x4000 (5. 0%) 35~55 1200 (2. 0%) 800 (1. 0%) 4400x4400 (5. 0%) 26~34 1400(2. 5%) 800 (1. 5%) 11~32 5000x5000 (6. 0%) 1~25 1600 (3. 5%) 1000 (2. 0%) 1~10 5600x5600 (6. 0%) 表3调平后筒体内外墙截面尺寸（mm） 表4调平后巨柱截面尺寸（mm） 楼层号 外墙厚度（含钢率） 内墙厚度（含钢率） 楼层号截面尺寸（含钢率） 77~112 500 400 102~112 3000x3000(3. 5%) 69~76 600 400 62~68 800 400 83~101 3600x3600 (3. 5%) 56~61 900 500 64~82 4000x4000 (4. 0%) 49~55 1000 500 48~63 4500x4500(4. 0%) 43~48 1100 600 33~47 4800x4800 (5. 0%) 35~42 1200 (1. 0%) 600 11~32 5400x5400 (6. 0%) ~9 1300 (1. 0%) 700 1~10 6000x6000 (6. 0%) 19~25 1400 (2. 0%) 700(1. 0%) 13~18 1450 (2. 0%) 700(1. 5%) 1~12 1500 (3. 5%) 800(1. 5%) 3.3计算结果分析 考虑施工模拟，重力荷载代表值（1.2DSQ1.2SD0.7L）作用下，调平前后筒体角点与框架柱的相对 竖向变形沿高度分布如图6所示.

由图6可见，调平前筒体墙肢与外框巨柱重力荷载下最大相对竖向变形 为16.56mm：采用本文方法，调平后，最大相对竖向变形减小为3.06mm.

调平前后筒体墙肢P1与P2相对竖向变形沿高度分布如图7所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 nemE Ast 图5重力荷载作用下结构竖向构件轴压比沿高度分布曲线 （1）筒框梁端剪力、弯矩 恢复结构水平构件刚接，重力荷载代表值一次作用下，调平前后筒框梁梁端剪力、弯矩沿高度分布如 图8所示.

由图8可见，调平后，筒框梁重力荷载下梁端剪力、弯矩较调平前显著减小.

19 1e e 9 9 降瓶内列图对警向变形（m） 增较L及和对向变形（rm） 9.15 电2 035 33 图6调平前后筒框内外相对竖向变形沿高度分布曲线 图7调平前后筒框墙肢P与P.相对竖向变形沿高度分布曲线 120 130 te 1 3 90 04 54 4) 99 药力 (G8) (kim) （a）梁端剪力 （b）梁端弯矩 图8调平前后筒框梁梁端剪力及弯矩沿高度分布曲线 （2）内筒墙肢及连梁剪力、弯矩 重力荷载代表值作用下，墙肢P、P及连梁S剪力、弯矩沿高度分布如图9~图11所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 (20 请平价 18 13 平 4) 1500 29ee 力（n） *0 6800 （a）墙肢剪力 图9调平前后墙肢P剪力及弯矩沿高度分布曲线 （b）墙肢弯矩 调价 saae WTE R. (000 期力（) 2000 ( 10000 （a）墙肢剪力 （b）墙肢弯矩 图10调平前后墙肢P剪力及弯矩沿高度分布曲线 调平 力（N） 1009 0 E (bin) (00) 000 （a）梁端剪力 （b）梁端弯矩 图11调平前后连梁S.梁端剪力及弯矩沿高度分布曲线 （3）框架柱剪力、弯矩 重力荷载代表值作用下，巨柱Z剪力、弯矩沿高度分布如图12所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 沈阳宝能金融中心T1塔楼结构设计 傅学怡，吴兵，孟美莉，邸博，郑竹，孙璨冯叶文，周坚荣，游力黄船宁！

(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：沈阳宝能金融中心T1塔楼高565n，采用巨型空间斜撑框架一劲性钢筋混凝土核心筒一外伸臂结构体系，有效满足 了该超高层结构的设计要求.

通过合理地配置内筒、外框结构的刚度及其连接构件，形成多重抗侧力结构体系，充分发挥了 结构构件的效用，保证了结构的安全性.

对结构进行了深入细致的计算分析，并展开各项试验研究，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巨型超高层建筑具有很好的借鉴作用.

关键词：巨型结构：双腔体巨型钢管混凝土柱：伸臂：空间带状桁架：巨型斜撑： 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58424.1m，总建筑面积107万m，建筑基底面积58424.1m.

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商业裙楼及扩大地下室.

其中T1塔楼地上113层，标准层层高4.5m，建筑高 度为565m，主体结构屋盖高度为548m，建筑面积约34.6万m².

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，建筑方案设计由ATKINS承担.

建筑效果图见图1，整体结构三维模型见图2.

图1建筑效果图 图2整体结构三维模型 2基础设计 本工程5层地下室，地下室底板标高为-25.6m，根据地勘报告，底板持力层为@砾砂层，承载力特征 值为500~550Kpa，结合沈阳当地的工程实测数据，土体的基床系数取为20000KN/m.

同时，地勘报告揭 露工程所在场地岩层埋置较深，接近200m，故不可能采用嵌岩桩，只能采用摩擦型桩.

基于底板下土体 实际存在的刚度贡献，并结合沈阳地区成熟的设计经验，桩基设计时考虑桩土共同工作.

作者简介：博学怡（1945-），男，学士，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 采用直径为1.0m的泥浆护壁钻孔灌注桩，并采用后压浆工艺，桩端持力层为⑧含黏土圆砾和碎石层， 桩身混凝土强度等级为C50水下砼：为了减少基础的盆式沉降，中部核心筒下桩桩长适当增加，约为50-60m， 核心筒外桩长适当减小，约45~50m.

分别对应的桩身最大配筋率为2%、1.5%，单桩承载力特征值1500KN、 13000KN.

桩平面布置图见图3， 筏板厚6m，筏板基底面积为塔楼基底边缘外扩约6m：筏板与裙房底板之间设有6.0m~0.8m的变厚度板 带过渡：在主楼与裙房间设有沉降后浇带.

建立包括桩、土体弹簧的整体有限元模型，其中根据试桩报告所提供的荷载-沉降曲线（Q-S）计算 程专家意见对其适当予以折减.

土体弹簧取其基床系数.

计算结果表明，考虑桩土共同工作后，土体约分 担了建筑物总重的9.7%.

重力荷载标准值下桩筏基础结构变形见图4，可以看到，未考虑水浮力有利作用下， 中部核心筒区域最大沉降值10mm，边缘区域最小沉降值6mm.

图3 桩平面布置图 图4基础沉降等值线图 3结构构成 塔楼结构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5所示，标准 层结构平面如图6所示.

结构高宽比548m/54.7m-10.大于规范所建议的最大适用高宽比7.

54. 70m 图5抗侧力体系构成图 心 上: 图6 结构平面布置图 3.1内筒 钢柱以增加核心筒的延性及刚度.

核心简外墙由地下室-5层--3层厚度为2000mm，-2层--1层墙厚为 1800mm，地面以上楼层厚度为1500~500mm，内墙墙厚900~800~400mm.

其中地下室-2层~地上层14（标 高-13.0m~66.25m）采用内置钢板钢筋混凝土剪力墙，既增加了剪力墙的承载力及降低轴压比，又能提高墙 体抗弯及抗剪承载力.

钢板墙延伸至地下室-3层作为过渡层.

钢板墙周边设置型钢柱、型钢梁约束，并设
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 有纵向加劲肋板，如图6.7所示.地下-5层~3层墙内不设钢板，地下-2层~地上层14墙体含钢率为1.5%～ 3.0%.

墙体混凝土强度等级均为C60，钢板及型钢强度等级均为Q345C.

核心筒全高设置700mm高的连梁，宽同墙厚，局部楼层受力较大的连梁内设窄翼型钢以满足连梁抗 剪性能要求.

1 图7筒体构成示意图 图8钢板剪力境布置图 3.2外部巨型框架体系 外框结构主要由8根巨柱、4道空间双带状桁架3道空间单带状桁架、7道空间双角桁架、巨型钢斜撑和 各层边框梁组成.

（1)巨柱：为了提高外框所承担的地震力，把初步设计时的巨柱平面旋转90，柱长边基本平行建筑外轮 廊，巨柱底部的尺寸约为5.2x3.5m，在顶部逐渐减小至2.0x2.0m.

巨柱采用双腔体的钢管混凝凝土柱，沿柱长边中部加设一块钢板，形成两个混凝土的腔体：钢管壁厚 65mm~24mm，含钢率由底部的6%至顶部的4%.

管内不另配竖向钢筋：采用傅学怡教授的钢管内置分配梁的设 计理念和参照同济大学完成的巨柱模型试验结果，每2层设置单向工字钢梁（分配梁）及上下翼缘相连的水 平环肋基本可实现钢管和混凝土的共同工作（混凝土分担系数约为理想状态的95%以上），可有效的把周边 钢管承受的荷载传递给管内混凝土.

同时为了进一步加强钢板和砼之间的粘结，钢板内侧设有栓钉：190300. 为了提高钢管的屈曲稳定性能，管壁内侧T型纵向加劲肋，肋板厚24~16mm：混凝土强度等级从底部到顶部 由C70渐变至C60，钢材等级为Q345GJ， 工点 000 300 水平研助 加到助 图9钢管混凝土柱内水平环肋及分配梁示意 图10钢管混凝土柱内纵向加劲肋示意 (2）空间带状桁架及平面角桁架 结合每个区的避难/机电层或机电层，共设有7道均为2层高的周边带状桁架（在塔楼高度方向布置均匀）.

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.

其中1~4区带状桁 架为空间双桁架，5~7区为单桁架：各区角桁架均为空间双桁架.

双桁架中心线、单桁架与巨柱中心线相交， 利于减小巨柱由于桁架传力不对称而受到的扭矩.

（3）巨型钢斜撑 道防线进一步提高了结构抗侧力的安全余度，并有效提高外框所承担的框剪比.

该斜撑连接相邻两根巨 柱，每个区始于下部空间带状桁架的上弦支座节点，止于上部空间带状桁架的下弦支座节点.

底部结合入 口大堂需要，设人字形斜撑，人字形撑居带状双桁架中心布置：上部采用单向斜撑：斜撑均居柱中布置.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 部人字型控 角析架 图11空间带状桁架示意 图12巨型斜撑布置示意 （4）边框梁 两巨柱之间间距约为27m，以往超高层巨型结构中（如平安金融中心、广州东塔等）均设有重力小柱， 重力柱截面一般为900~600mm的钢管柱，间距约9m，重力小柱上下支撑带状桁架之间，如图13.

本项目楼 层平面中部外鼓，如果设重力柱，该柱难以沿着建筑外立面设置，而只能置于室内办公空间，故为了给建 筑物营造更好的使用空间及视野景观，同时避免重力柱与上下带状桁架的复杂连接、方便施工，弃重力 小柱，直接采用工字钢组合钢梁实现大跨越，梁高1.0~1.1m，钢梁两端与巨柱刚接.

考虑到以下原因，在85层以下，设双边框梁（如图14）：①可进一步提高和改善外框的刚度及其受力 性能：②双梁以柱中心对称布置，改善柱受力：③减小次梁跨度12.8m减小至10.5m，同时提高楼盖结构整 体阻抗，改善楼盖舒适度.

重力小柱 及边基理 图13方案设计阶段重力小柱示意 图14双边框梁示意 3.3伸臂 沿塔楼全高设置四道钢桁架外伸臂，分别位于2、4、6、7区设备层，均为2层高.

外伸臂将核心筒 与巨柱连接，提高结构的抗侧刚度.

外伸臂与内埋于核心筒角部的钢柱相连.

为了保证外伸臂传力的连续 性，外伸臂弦杆贯穿核心筒，同时墙体两侧设置x形斜撑腹杆.

外伸臂构成三维示意见图15.

图15外伸臂构成示意 图16顶部结构构成示意 3.4顶部结构构成 建筑108层以上为企业顶级会所，结构上保持8根巨柱一直伸直屋顶，核心筒结合建筑使用功能切块收 进，只能保留九宫格中部小筒体可以直接延伸至屋顶，结构动力弹塑性计算分析表明，如采用的混凝土小
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 筒体在大震作用下时损伤严重，故在108层以上把钢筋混凝土核心简改为带斜撑的钢框架结构，108层为过 渡层，过渡层增设有斜撑连接钢框架小筒体与外框架柱，同时，钢框架小筒体在过渡层外包150mm厚混凝 土，在结构计算时不考虑，作为构造措施和安全储备.

建筑呈现北方明珠寓意，顶部楼层四周设有球面造型的玻璃幕墙，为实现该造型，结构在4个立面上分 别沿球面边缘设加劲圆环（方钢管1000x500x40），加劲环左右两侧与巨柱相连接、上侧与顶部桁架相连， 下侧与108层楼盖结构相连，有效的提高了周边框架的抗侧刚度：主体结构计算时考虑环内的玻璃幕墙自重、 风荷载.

3.5楼盖体系 采用组合楼盖体系，由工字钢梁、混凝土楼板构成，连接内筒与巨柱的筒框梁两端刚接，其余楼盖钢 梁两端铰接，梁顶面设有剪力键.

标准层楼板厚100mm，角部楼板等受力较大的楼板根据需要适当加厚： 在外伸臂弦杆所在楼层以及机电和避难层的楼板厚度增加为180mm.

4荷载与作用 4.1重力荷载 结构自重包括楼板、梁、柱、墙重量，按各自容重由程序计算.

办公区考虑吊顶、架空地板、管线等 做法，标准层附加恒荷载取2.5kN/m²，整体结构计算时，活荷载取2.0kN/m²，楼盖梁、板构件承载力 设计时活荷载取3.5kN/m：外墙考虑幕墙，附加恒载取1.5kN/m².其他部分根据建筑做法和使用功能 取相应荷载.

4.2风荷载 地貌类型取C类.

考虑建筑物超高及重要性，基本风压取0.55kN/m²，重现期为100年.

风荷载体型 系数按照《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010)（简称高规）第4.2.3条取1.4，高度系数、风振系 数按照规范取值.

同时在中国建筑科学研究院风洞实验室进行了测压、测力风洞试验研究.

风洞试验结果 和规范计算值对比见表1.

结果表明，单方向规范标准计算值略高于风洞试验结果.

考虑顺风向、横风向 及扭转三向组合后，风洞试验结果略高于规范值.

设计采用规范风及风洞试验结果双控.

表1风洞试验结果与高规计算值的比较 规范计算值风洞试验结果风洞结果/规范取值 基底剪力（KN） 76192 79372 94% 项点位移（mm） 508 541 94% 0.25- 290300 图17风洞试验模型 图1810年重现期各风向下顶点加速度响应 风洞试验结果（图18）表明，10年重现期、基本风压0.4kN/m²，阻尼比0.015，塔楼顶部单方向最大 加速度响应为0.222m/s²，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》对超高层建筑的舒适度要求.

4.3地震作用 工程所处地区场地类别为ⅡI类，根据场地剪切波速和覆盖层厚度插值得到特征周期0.4s.

本工程筑， 第一、二周期接近8.7s，大于6.0s，属于长周期结构，规范尚未给出6.0s之后的反应谱曲线，偏安全，本 工程反应谱6.0s后曲线取平.

根据安评报告，多遇地震水平峰值加速度为40gal，计算得到安评谱对应的

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 一种新型连体-铰接连体结构设计 傅学怡，余卫江，张玉，顾励，曲家新，白玮，胡小军 （鲁地国际设计顺润（深圳）有限公司，上海200235) 摘要：本文提出了一种新型高层连体结构形式-较接连体，并介绍了其构造、受力性能和优越点.

并通过一个工程案例，比 较了与目前常见的刚接强连体和滑动弱连体的受力性能，提出了接连体结构设计的三项关键技术，详细介绍了该 新型结构的控制标准和设计分析方法.

研究表明，接连体兼具刚接连体与滑动连体的优点，扬长避短，具有广泛 的适用性.

关键词：钦接连体：销接：舒适度 1前言 高层连体建筑是一种体型复杂的高层建筑.

高层建筑连体结构是指两个或多个高层建筑由设 置在一定高度处的连接体相连而组成的一种结构形式，通过在不同塔楼间设置连接体将单体结构 连在一起，方便不同建筑物之间的空间联系.

连接体作为连体建筑的关键构成，水平荷载作用下内力及变形复杂，成为连体建筑抗震设计 的关键问题与技术难点.

目前，国内外广泛采用的连接体有两类，即刚接强连体（图1）和滑动 弱连体（图2）.

其中，刚接强连体采用斜腹杆桁架、空腹桁架或刚接钢梁，通过两端刚接或铰 接支座将主体结构连接为整体，协调两侧结构的共同工作：滑动弱连接一端与主体结构较接，一 端做成滑动支座，或者两端均做成滑动支座，不参与协调两侧结构的共同工作.

图1为采用强连接的连体结构示意图，通过高位强连接，结构形成空间整体，其动力特性及 受力状态复杂，水平荷载作用下，连接体处于弯、剪、扭复杂受力状态，当多塔连接时，主体支 承结构及连接体的受力及变形更为复杂，塔楼间相互约束与影响显著，结构地震响应复杂.

图2 为采用弱连接的连体结构示意图，仅适用于低位、小跨连接，于支座处设置限位隔震垫，舒适度 较差，使用功能受限，大多仅有连廊功能，难以作为正常的办公、商业等场所.

且已有震害表明， 大震作用下滑动弱连接塌落情况严重，可能存在安全隐患，同时存在连接体屋面、墙体永久缝的 防水隐惠.

N/ 图1刚接连体 图2滑动连体 博学怡，1945.9出生，男，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 本文提出了一种新型的连体建筑结构构成的方法，兼有刚接强连体与滑动弱连体的优点，避 免其存在的问题，适用范围更广.

为达到上述目的，采用如下技术方案：一种铰接连体结构，包 括连体梁、端部较接支座，其中连体梁通过较支座与主体结构较接，构成较接连体.

该铰接连体 结构中，释放连接体端部弯矩，与刚接强连体相比，减小连体结构及连接体地震作用，减小顶部 刚度突变，改善连体结构抗震性能：与滑动弱连体相比，改善建筑使用功能，提高舒适度，由于 避免了大震作用下可能的连接塌落安全隐患，从而适用于高位连接.

图3较接连体 2铰接连体构成 较接连体包括连体梁、两端较接支座和楼板.

连体梁一般采用钢梁，可根据需要和支承边界设置多根， 如图4，面内可设置次梁和面内支撑，次梁和面内支撑宜采用两端铰接.

楼板一般采用钢筋混凝土楼板.

两端较接支座宜采用销接，实现端部转动，如图5.

别接主钢架 年支 刚接主钢屎 XXIXXXIXX 图4钦接连体立面和平面 销轴100 400 钢 果 钢骨润凝土柱 520 水平支撑 胶垫填充 2mm同原橡 100 100 图5接节点图 刚接强连体结构受力性能类似于门式“刚架”，而铰接连体结构受力性能更像是“排架”， 如图6所示.

博学怡，1945.9出生，男，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 WL （a）刚接强连体 （b）较接连体 图6刚接强连体和钦接连体受力结构简图 3几种连体结构力学性能对比分析 通过对某项目几个连体结构方案对比，揭示铰接连体结构方案的受力性能.

3.1工程介绍 该工程位于上海闵行区，建筑物地下2层，地上10-12层，约42m高，钢筋混凝土框架-剪 力墙体系：建筑物地下两层，地下室顶板作为上部结构的嵌固部位.

整个建筑物由两栋塔楼及在 顶部的连廊构成.

A塔楼为酒店，共12层.

B塔为办公楼，共10层.

两栋楼的顶部局部由连廊 相连形成连体，连接体高度7米左右，其跨度近42米，连廊宽度22米，连廊一侧部分构件连接 在A塔10米的悬挑结构处.

连体每层采用六根较接组合钢梁与两塔楼相连，梁高1.4m.

图7某连体项目效果图 连席 B塔 34) I . 29 1/ M 2e U 裙房项 n 6e[ 2e 1/ 3 . 29 1/ 公8. 图8某连体项目立面 博学怡，1945.9出生，男，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图9某连体项目底层平面图 图10某连体项目标准层平面图 水平斜排 图11某连体项目连廊层平面图 3.2连体结构多方案对比分析 高位滑动连接，支座滑移量应按罕遇地震作用的位移要求，并应采取限位、防脱落、防水、防碰撞等 措施，造价较高，同时连廊一端部分搁置在悬挑桁架上，因此在本结构中不予考虑.

针对该项目，进行 了四种连体结构方案的分析比较，分别是： 1）刚接桁架连体方案（方案A） 2）刚接钢梁连体方案（方案B） 3）铰接连体（腹板焊接）钢梁连体方案（方案C） 4）铰接连体（销轴连接）钢梁连体方案（方案D） 其中方案B~D结构布置一致，仅仅是连体梁两端支座形式不同.

（a）方案A （b）方案B 博学恰，1945.9出生，男，研究员
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （c）方案C腹板接节点 （d）方案D 图12四种方案结构布置图 3.3分析结果 四种连体结构方案从结构自振特性、楼层剪力分布、楼层侧向刚度、与连体相连构件受力等方面进行 分析比较.

方案A和B楼层剪力分布见图13和图14，擦C和D楼层剪力分布与方案B接近，相差在2%以内.

12 12 11 11 10 10 9 9 7 6 4 3 3 2 0.0E00 1 1.0E042.0E043.0E04 4.0E04 0.00E00 1.00E04 2.00E04 3.00E04 4.00E04 5.00E04 楼层劳力（kN） 楼层剪力（kN） （a）X向多遇地震作用下楼层剪力分布 （b）Y向多遇地震作用下楼层剪力分布 图13方案A多遇地震作用下楼层剪力 12 12 11 10 11 9 层 层7 3 2 2 0300030003000300T003000 0.00E001.00E042.00E043.00E044.00E045.00E04 楼层剪力（kN） 楼层剪力（kN） （a）X向多遇地震作用下楼层剪力分布 （b）Y向多遇地震作用下楼层剪力分布 图14方案B多遇地震作用下楼层剪力 楼层侧向刚度，四个方案分布规律基本一致，在连体层上下出现刚度突变，突变的程度从方案A到D 逐渐减小.

自振周期、多遇地震作用下基底剪力、相连构件的最大弯矩比较如下表1.

经研究，方案C腹板焊接 博学怡，1945.9出生，男，研究员

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 青岛华润万象城超长结构温度变形问题的 研究 井彦青，李强，李建峰，韩娜娜² （1.青岛腾运设计事务限公司，青岛26600：2.青岛酒店管理职业技术学院，青岛266100） 摘要：青岛华润万象城是目前华润集团在国内开发的最大商业综合体建筑，其建筑平面为L形， 主体结构纵向长边长度达300多米，未设置温度伸缩缝，仅在与L形短边相连的部位用防震缝 分开.

本文建立了华润万象的有限元模型，分析了结构在温度作用下的温度应力及整体的变形 规律，并对实际结构收缩变形进行了测量验证，提出了控制温度应力及变形的加强措施，根据 实测和计算的变形量对精装和机电提出建议，为类似超长结构的设计提供了宝责的参考价值.

关键词：超长框架结构，温度变形，温度应力，伸缩缝，有限元分析 1引言 《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ-2010中规定，框架结构伸缩缝设置的最大间距 为55米，否则应该采用有效的措施来控制温度变形的影响，温度伸缩缝的设置一定程度上 会影响建筑的使用功能，所以超长结构在新建的商业综合体中越来越多.

元模型，分析了该结构在温度作用下各个区域的温度应力变化，及结构整体的变形规律，根 据应力的变化提出了设计万象城时应采取的结构加强措施，同结合结构整体变形对建筑装 修及设备的安装提供了相关建议.

2工程概况 青岛华润万象城是华润（山东）有限公司投资兴建的青岛华润中心的商业部分，总占地 面积58625m²，总建筑面积约489533m²，如图1所示为青岛华润万象城总体规划平面图.

万象城项目的地下室为一个整体，地面以下3层，带一个夹层：地面以上购物中心为L型 平面，两个塔楼位于L型平面的短边.

购物中心地面以上7层，屋面高度为46m：写字楼 地面以上41层，屋面高度为183.2m，最高点高度为195.8m：公寓楼地面以上36层，屋面 高度为135.19m，最高点高度为143.19m.1 作者简介：井应青（1962-），男，学士，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年 图1青岛华润万象城总体规划平面图 通过防震缝，将整个地面以上结构分成两个部分：第一部分为购物中心L型平面的长 边，外包尺寸约为305m×173m，属超长体型建筑，中间不设置任何伸缩缝：第二部分为购 物中心L型平面的短边，为7层裙房上带两个塔楼组成的大底盘双塔楼结构，裙房外包尺 寸约为78m×127m，图2所示为万象城平面防震缝布置图.

5 图2万象城平面防震缝布置图 3温度变形及温度应力计算结果分析 华润万象城结构在L形交界处设立了防震缝，以防震缝为界分别建立了华润万象城商 业L形平面长边模型及L形平面短边模型如图3所示.

由于结构L形长边长度有300多米， 且中间未设置伸缩缝，因此此部分的温度应力及温度变形为本文的主要研究对象.

图3a万象城L形平面长边模型
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图3b万象城1形平面短边模型 《建筑结构荷载规范》GB50009-2012规定青岛气温的最低温度为-9°，最高温度为 33°.

按照规范的规定，本文对华润万象城有限元模型施加温度荷载作用，取该结构L3层 为典型结构平面，得到典型平面的温度应力作用及结构在温度作用下的变形如图4所示， 温度应力值如图5所示.

图4a温度为正温差时变形绝对值云图 900801 图b温度为负温差时变形绝对值云图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图5典型平面温度拉应力值 从变形云图及应力云图中可以看出，当楼层出现整体负温差时，梁板构件产生收缩变 形，而结构的竖向构件对梁板水平构件形成水平约束，使梁板水平构件产生较大的拉力，同 时竖向构件受到相应的水平剪力作用.

当楼层出现整体正温差时，梁板水平构件产生的主要 是压应力.

因为混凝土结构楼板受到压应力时由楼板混凝土自动消耗，而受到拉应力时应当 增加配筋来抵消拉应力大小，以避免结构产生裂缝.

从万象城的变形云图中可以看出，变形与局部刚度有关，局部刚度较小的部位变形局 部较大.

但是结构的整体变形以近似中心线为中轴线，在温度作用下整体上近似的对称收 缩和伸张，最大变形量为50mm左右.

变形大的地方对应的拉应力必然较大，万象城典型 平面的温度拉应力最大值值0.4MPa左右，应至少采用采用8@200双层双向配筋才可抵抗 负温差产生的拉应力.

由于温度应力的影响，该结构的板配筋应尽量采用双层双向配筋， 局部不足处附加配筋的方式，而不是仅仅采用分离式配筋的方式.

4温度变形现场实测结果分析 为验证模型的正确行，取模型防震缝处A点为观测点（图5），该处处于L形长边端点， 变形较大，且该处与万象城L形结构平面短边用设缝用双柱分开.

缝两侧柱断面大小相同 位置相平，缝两侧柱的施工时间也是同时，根据结构主体完成后季节温度的变化，通过测 量双柱相对位移，再与模型计算结果相对比即可验证模型的可靠性.

图7观测点A两柱相对位移图 实地测量观测点A处的实际变形情况：A处在施工时为青岛夏季以混凝土入模时的温 度为基准温度为28度.

实地测量时间为青岛冬季，环境温度为-1度.

温差为29度.

实际 测量得到该观测点两柱的相对位移为46mm（图7）.

将该温差施加到华润万象城L形平面
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 上计算结果得到A处观测点的相对位移为41mm，计算结果与实测结果基本相同可以判断 模型及计算结果的可靠性.

5结语 本文建立了华润万象城整体模型并进行了分析计算并进行了实测，验证了模型的可靠 性.

模型分析结果得到华润万象城整体变形规律及温度应力云图，提出了采用双层双向配 筋，设置温度伸缩缝和跳仓法施工控制温度应力及变形的设计手段及施工控制措施.

虽然温度作用对局部的温度变形影响不大，但是对于超长结构而言水平变形积累值将 影响一些高精度尺寸构件的安装使用，例如电梯轨道等的安装，竖向管道的安装等等.

另 外水平变形大小在建筑装修过程中也应予以考虑.

如果装修过程中未考虑温度变形作用， 结构经过夏冬的温差作用产生的温度变形有可能会破坏建筑室内及室外的装修效果.

对伸 缩缝两侧建筑装修和机电安装要特别引起重视，此处的建筑装修和机电安装时间要在整个 建筑外墙和屋顶保温后且施工时温度尽量与建筑使用时的温度相近，缝两侧双柱包成一个 大柱子时不能有刚性连接，两柱间能有稍许自由转动空间.

穿缝两侧的机电管线也要保证 稍许自由活动空间，缝两侧固定管线的支架，只能一侧固定，另侧滑动，不可做成两侧都 固定.

参考文献 [1]顺祥林混凝土结构基本原理[M].上海：同济大学出版社，2004. [2]孙训方.方承淑，关来泰，材料力学[M].北京：高等教育出版社，2006. [3]GB 50010-2010混凝土结构设计规范[S]北京：中国建筑工业出版社，2002. [4]龚洛书，惠满印，杨蓓，混凝土收缩与徐变的实用数学表达式[J].建筑结构学报，1988.5：37-41. [5]傅学怡，余卫江，黄用军，平安金融中心长期竖向变形分析[D，第二十届全国高层建筑结构学术会议 论文，2010 ：876-883.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 昌新家园一期1#楼结构抗震性能评估 任重翠，徐自国，肖从真，潘宠平，刘征²，张克² （1.中国建筑科学研究院，北京100013：2.大连万达商业地产股份有限公司，大连234000) 提要：温州永嘉县瓯北镇龙桥村村民安置房工程（昌新家园）一期1#楼，抗震等级为三级，结构纵向受力钢筋 未做抗震设防性能检测，根据现行《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）的相关要求，进行罕遇地震作用下的 结构动力弹塑性分析.

结果表明，在设防烈度罕遇地震下，剪力墙和框架柱的主要受力钢筋发生的变形（总伸长 率）均未超过《钢筋混凝土用钢第2部分：热轧带肋钢筋》（GB1499.2-2007）规范中的对于普通钢筋最大力总伸 长率的要求：局部连梁出现型性，表现出一定的延性耗能特征：结构基本处于弹性工作状态，能满足整体结构大 震不倒的抗震性能要求.

因此，采用动力弹塑性分析方法可以有效评估未检验钢筋抗震指标结构的抗震安全性.

关键词：剪力墙结构：抗震性能评估：动力弹塑性分析 1引言 根据2013年9月27日温州经济技术开发区住房与建设局整改通知单中第十一条：部分抗震等级为三 级，未对钢筋抗震指标复检不符合《混凝土结构工程施工质量验收规范》GB50204-2002（2011年版）第5.2.2 强条的规定，其框架（框架梁、框架柱、框支梁、框支柱及板柱一抗震墙的柱等）和斜撑构件（含梯段） 纵向受力钢筋均需做抗震设防的性能检测.

因质检公司取样员对新规范的不熟悉，导致结构中很多位置的 纵向受力钢筋未做抗震设防的性能检测，应浙江省质量技术监督局要求，对抗震等级为三级且结构纵向受 力钢筋未做抗震设防性能检测的结构，应根据现行《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）的相关要求， 进行罕遇地震作用下的结构动力弹塑性分析.

受项目施工单位浙江新邦建设有限公司委托，针对温州永嘉县瓯北镇龙桥村村民安置房工程（昌新家 园）一期1#楼结构，进行结构在预估的罕遇地震作用下的受力特征及抗震性能分析.

结合结构的变形和关 键抗侧力构件的塑性状态，评估结构在罕遇地震作用下的抗震性能，为结构抗震性能评估提供有利的参考 意见.

2工程概况 温州永嘉县瓯北镇龙桥村村民安置房工程（昌新家园）一期1#楼，建筑高度为86.37米，地上27层， 地下1层，地下室层高4.8米，底层层高3.62米，第2-27层层高均为2.9米.

结构主体采用钢筋混凝土框 架剪力墙体系，如图1所示.

结构施工图中剪力墙厚度、结构材料等信息如表1所示.

结构抗震设防烈度为6度（0.05g），抗震设防类别为丙类，设计地震分组为第一组，场地类别为II类， 场地特征周期为0.45s.

基金项目：十二五国家科技支撑计划课遥（2012BAJ07B01).

院课癌20061902420730043. 作者简介：任重景（1983-)，女，工学硕士，一级注册结构工程师，Enai1:renchongcui@cabrtech. co.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 8. 56.4m 标准层结构布置 6 56.4m 首层结构布置 28m 69m 地下室结构布置 图1结构抗侧力体系和典型楼层平面图 表1 结构基本信息 层号 标高/m 层高m 墙柱砼等级 境厚/mm 梁板砼等级 地下室 -4.85 4.8 C45 300 C30 1 -0.05 3.62 C45 240 C30 2-6 3.57-15.17 2.9 C45 240 C30 7-11 18.07-29.67 2.9 C40 240 C30 12-16 32.57-44.17 2.9 C35 240 C30 17-27 47.07-76.07 2.9 C30 240 C30 跃层 78.97 2.9 C30 240 C30 屋面1 81.87 4.5 C30 240 C30 屋面2 86.37 3动力弹塑性分析方法 依照国家相关规范要求，对抗震等级为三级且结构纵向受力钢筋未做抗震设防性能检测的结构仅通过 弹性分析难以把握结构的整体抗震性能，应对其进行罕遇地震作用下的弹塑性时程分析，研究结构在罕遇 地震作用下的结构变形形态、构件内力及其塑性损伤等情况，寻找结构的薄弱部位.

采用有限元分析软件ABAQUS进行动力弹塑性分析.

梁和柱采用基于Timoshenko（铁木辛柯）梁理 论的线性积分纤维梁单元模拟，考虑了剪切变形和转动惯量的影响.

剪力墙和楼板采用线性缩减积分且能 考虑多层钢筋的分层壳单元模拟.

楼板按照实际厚度计算.

整个动力弹塑性分析过程中考虑了以下非线性因素：几何非线性-包含"P-A"效应、非线性屈曲效应 和大变形效应等：材料非线性-直接采用材料非线性应力-应变本构关系模拟钢筋、钢材及混凝土的弹塑 性特性：施工过程非线性-按照整个工程的建造过程，采用“单元生死"技术，分3个阶段进行施工模拟.

钢材采用双线性随动硬化模型，在应力应变循环过程中，考虑了包辛格效应，不考虑刚度退化.

钢材 强屈比为1.2，极限应变为0.025.

混凝土采用能够考虑拉压强度差异、刚度及强度退化、拉压循环裂缝闭合呈现的刚度恢复等性质的弹 塑性损伤模型计算，且使用了自主开发的混凝土材料用户子程序口模拟钢筋混凝土梁柱构件的混凝土材 料.

分析中，混凝土轴心抗压、抗拉强度标准值按《混凝土结构设计规范》（GB50010-2010）表4.1.3取
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 值，偏于保守，不考虑箍筋的约束增强效应，混凝土本构关系曲线如图2所示.

SNy=（1-dc）Ea，润凝土受压损伤后的抗压别度 SDN为混减土受压损伤后的抗压强度 湘凝土受压 损因子Dc 1.0- a W- SD 植强应受压损伤因子 因湿减士强度不同面变化 3 图2混凝土单轴应力状态及受压损伤定义示意 图3应变能密度示意图 在弹塑性损伤本构模型中，刚度的降低分别由受拉损伤因子d和受压损伤因子d来表达.

采用Najar 的损伤理论，脆性固体材料的损伤定义为（图3）： D=W-W （1） W 式中W和W分别为无损伤材料及损伤材料的应变能密度，W.

= :E:.W= 1 :E:6，E和E分 2 2 别为无损伤材料及损伤材料的四阶弹性系数张量，6为相应的二阶应变张量.

4抗震性能分析 4.1基本特性和地震动输入 结构总质量为42153吨.

周期计算结果如表2所示.

结构的第一阶扭转与第一阶水平振动周期之比 T/T=1.70/2.45=0.69<0.85，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）3.4.5条中混合结构及复 杂高层建筑不应大于0.85的规定. 表2 结构振动周期 振型 振型特征 周期s 一阶 X向一阶平动 2.45 二阶 Y向一阶平动 2.09 三阶 一阶扭转 1.70 四阶 X向二阶平动 0.75 五阶 Y向二阶平动 0.53 六阶 二阶扭转 0.43 根据规范要求选取了三组地震波、双向输入，共计6种分析工况进行计算. 其中，结构反应较强烈的 一条天然波的时程曲线和反应谱曲线如图4所示. 设防烈度6度（0.05g）罕遇地震加速度峰值取125gal， 双向地震波加速度峰值之比为1:0.85（KOCAELI090:KOCAELI000）. 罕遇地震下，结构的阻尼比将大于 5%. 取5%计算，得出的是偏保守的结果. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 0.5 KOCAEL.1090注皮 KOCAEL1000波 25 KOCAEL I000 KOCAELI1090 t/s （a）时程曲线 （b）反应谱曲线 图4天然波时程曲线、反应谱曲线 4.2结构变形和结构剪力 结构楼层位移和层间位移角分布如图5所示. 6度罕遇地震作用下的结构顶点位移，X、Y主向分别为185mm、106mm：层间位移角，X、Y主向 分别为1/330（第14层）、1/245（第31层），均满足规范不超过1/100的要求. 从结构总体上看，X主向 的楼层层间位移角比Y主向大，表明X主向作用时结构进入塑性的程度较Y主向大. 29 62 23 23 17 17 11 11 X主向 X主向 →Y主向 Y主向 楼层位移/n 0.1 0.2 0 层间位移角 0 005 0.01 图5结构楼层位移和层间位移角响应 图6为结构在大震弹塑性时的基底剪力时程曲线，从曲线周期分布可以看出，X主向周期较Y主向长， 表明X主向时结构抗侧刚度下降较多，即结构发生了较大的塑性. 结构X、Y主向的基底剪力分别为 20009kN、26315kN，对应的剪重比分别为4.8%、6.4%. 30000 20000 10000 力 0 00001 20000 X主向 00000- -Y主向 0 20 25 图6结构基底剪力时程 4.3剪力墙塑性情况 图7为剪力墙受压损伤因子分布图. 可见，连梁发生一定范围的损伤，且X主向的损伤程度较Y主向 大，与结构变形和基底剪力结果一致. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 DAMAGEC SNEG (fract (a）X主向 （b）Y主向 图7剪力境受压损伤因子分布图 LE Max.In-Plane Principal L Ra. l-FlaePl (Ag 794) （a）X主向 (b）Y主向 图8剪力墙钢筋应变分布图 图8所示，X主向最大应变为0.276%，Y主向最大应变为0.290%. 根据《混凝土结构工程施工质量 验收规范》GB50204-2002（2010年版）5.2.1条钢筋进场时，应按现行国家标准《钢筋混凝土用热轧带肋钢 筋》GB1499等的规定抽取试件作力学性能检验，其质量必须符合有关标准的规定. 同时，根据《钢筋混 凝土用钢第2部分：热轧带肋钢筋》（GB1499.2-2007代替GB1499-1998）7.3.1条规定，钢筋的最大力总 伸长率Agt为7.5%，且该项力学性能特征值，可作为交货检验的最小保证值：其7.3.3条规定对有较高要 求的抗震结构钢筋最大力总伸长率Agt不小于9%. 从计算结果可知，该结构剪力墙内钢筋的最大力总伸 长率符合规范要求. 4.4框架柱和梁塑性情况 图9为结构框架柱的钢筋塑性应变情况，最大塑性应变不到1pc，框柱基本处于弹性工作状态. 图10为楼面梁的钢筋塑性应变分布情况，可见仅X主向时出现较小的塑性应变，最大值仅为613E. 通过以上主要受力构件的钢筋应变结果可知，其换算最大力总伸长率最大不超过1%，远远低于实测 值. 表明结构主要构件内纵向受力钢筋应变水平较低，结构总体抗震能力有富余，结构安全性有保障.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 深圳罗兰斯宝项目结构抗震性能分析 任重翠，徐自国，肖从真”，孙建超，潘玉华'，邵强” （1.中国建筑科学研究院，北京100013；2.大连万达商业地产股份有限公司，大连234000) 提要：深圳罗兰斯宝项目，建筑总高346.7m，高度超限，外立面沿高度逐渐收进后又逐渐外挑，建筑概念独特， 采用巨型钢支撑框筒腰桁架形式.

依次对结构进行了设防烈度7度、超烈度7.5度以及8度的罕遇地震输入，研 究结构的楼层层间位移角、楼层加速度放大系数、楼层剪重比和抗侧力构件的塑性状态等抗震性能.

结果表明， 在7度罕遇地震作用下结构基本处于弹性工作状态，能满足整体结构大震不倒的抗震性能要求：在超烈度7.5度 罕遇地震下，局部构件出现型性，表现出一定的延性耗能特征：当地震输入强度增大到8度时，楼层加速度故大 系数减小、楼层剪重比减小、局部支撑构件进入型性屈服阶段，结构进入良好的屈服耗能状态.

关键词：超高层建筑结构：巨型钢支撑框筒：超烈度：动力弹塑性分析 1引言 超限高层建筑因结构刚度、造价等要求，较常采用型钢混凝土框架外筒混凝土核心筒的结构形式.

高层结构特别是超限高层建筑结构，很少采用钢支撑框筒结构体系".

因此，在超限高层结构一一深圳罗 兰斯宝项目中采用巨型钢支撑框筒在国内属于先例，能为后续的工程设计提供大量有针对性的参考意见.

目前，针对结构在罕遇地震下的抗震性能分析，多集中于结构的变形、基底剪力和构件塑性等性能指 标-.

基于此，进行结构在罕遇地震作用下的楼层加速度放大系数和楼层剪重比的分析，能更全面、有针 对性的展现结构的抗震性能，为结构抗震设计提供新思路.

深圳罗兰斯宝项目，总高346.7m，地上70层，地下4层，结构典型平面如图1所示.

结构平面分南 北区，之间联系较弱，主要通过巨型钢支撑筒连为一体.

钢管混凝土柱、巨型支撑筒、楼电梯间支撑及3 道腰桁架形成主体结构的抗侧力体系.

为清晰展现结构在地震作用下的塑性破坏状态，分别对结构进行了 设防烈度7度（220Gal）、超烈度7.5度（310Gal）和8度（400Gal）的罕遇地震弹塑性分析.

通过不同强 度地震作用下，结构的变形、楼层加速度放大系数、楼层剪重比、钢管混凝土柱和巨型支撑等关键抗侧力 构件的塑性发展情况，来评价结构在罕遇地震作用下的综合抗震性能，为今后同类结构抗震设计提供直接 有利的参考意见.

2工程概况 深圳罗兰斯宝项目为巨型钢框筒结构体系，塔楼高度346.7m，高度超过了《超限审查技术要点》中规 定的该类结构最大适用高度是300m，属于高度超限.

沿塔楼高度分别于3处加强层L7层、L20层、L50 层设置3道腰桁架，如图2所示.

上部结构嵌固部位取在首层楼面.

首层楼面尺寸约为55.8mx48.75m，巨 型支撑筒尺寸为37.2mx48.75m.

结构抗震设防烈度为7度（0.1g），抗震设防类别为丙类，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类， 场地特征周期为0.35s.

结构分析模型和抗侧力体系分布如图2所示.

基金项目：十二五国家科技支撑计划课题（2012BAJ07B01）.

院课题20061902420730043 作者隔介：任重票（1983-)，女，工学硬士，很注册结构工程师，Enai1:renchongcui@cabrtech..

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 结构钢管混凝柱编号和柱截面信息参见图1和表1. 表1 钢管混凝土柱基本信息 截面名称 方钢管宽/mm 方钢管高/m 方钢管壁厚/mm 混凝土 钢材 B1 1000 2500 52 080 Q345GJ B2 1000 2000 48 083 Q345GJ B3 1000 1600 45 080 Q345GJ B4 1000 1100 40 C70 Q345GJ B5 600 1000 27 060 Q345GJ CIA 1000 3100 57 080 Q345GJ C1 1000 2900 56 080 Q345GJ C2 1000 2500 53 080 Q345GJ C3 1000 1800 46 080 Q345GJ C4 1000 1000 34 C70 Q345GJ C5 500 1000 12 060 Q345GJ D1 1500 1200 35 080 Q345GJ D2 1500 900 27 080 Q345GJ D3 1500 600 25 080 Q345GJ D4 1200 600 12 C70 Q345GJ D5 009 600 81 090 Q345GJ E1 1000 1200 38 080 Q345GJ E2 1000 900 33 080 Q345GJ E3 1000 600 30 080 Q345GJ E4 800 600 18 C70 Q345GJ E5 600 600 9 060 Q345GJ F1A 600 2200 35 080 Q345GJ F1 600 1600 29 080 Q345GJ F2 009 1200 25 080 Q345GJ F3 600 900 13 080 Q345GJ F4 600 700 10 C70 Q345GJ F5 600 600 9 060 Q345GJ G1A 1000 2800 56 080 Q345GJ C1 1000 2600 54 080 Q345GJ G2 1000 2000 51 080 Q345GJ G3 1000 1300 43 080 Q345GJ G4 1000 900 33 C70 Q345GJ G5 1000 900 34 060 Q345GJ L1 3100 1200 64 083 Q345GJ L2 2500 1200 62 083 Q345GJ L3 1700 1200 52 083 Q345GJ L4 900 1200 38 C70 Q345GJ L5 600 1200 12 060 Q345GJ M1 2500 1200 38 083 Q345GJ
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 M2 2000 1200 35 080 Q345GJ M3 1500 1200 35 080 Q345GJ 1000 1200 17 C70 Q345GJ M5 600 1200 12 060 Q345GJ N1 600 900 17 C80 Q345GJ N2 600 800 12 080 Q345GJ N3 600 700 14 C80 Q345GJ N 600 600 9 C70 Q345GJ N5 600 600 9 060 Q345GJ 0 0 8 巨型支救育 9 图1结构典型楼层平面图和柱编号图 图2结构抗侧力体系 3动力弹塑性分析方法 依照国家相关规范要求，超限结构仅通过弹性分析难以把握结构的整体抗震性能，应对其进行罕遇地 震作用下的弹塑性时程分析，研究结构在罕遇地震作用下的结构变形形态、构件内力及其塑性损伤等情况， 寻找结构的薄弱部位.

3.1有限元数值模型 采用有限元分析软件ABAQUS进行动力弹塑性分析.

梁、柱和腰桁架采用基于Timoshenko（铁木辛 柯）梁理论的线性积分纤维梁单元模拟，考虑了剪切变形和转动惯量的影响.

楼板采用线性缩减积分且能 考虑多层钢筋的分层壳单元模拟.

楼板按照实际厚度计算.

3.2非线性因素 整个动力弹塑性分析过程中考虑了以下非线性因素：几何非线性--包含*P-△"效应、非线性屈曲效 应和大变形效应等：材料非线性-直接采用材料非线性应力-应变本构关系模拟钢筋、钢材及混凝土的弹 塑性特性：施工过程非线性-按照整个工程的建造过程，采用单元生死"技术，分7个施工阶段进行施 工模拟.

3.3钢材本构模型 钢材采用双线性随动硬化模型，在应力应变循环过程中，考虑了包辛格效应，不考虑刚度退化.

钢材 强屈比为1.2，极限应变为0.025.

4抗震性能分析
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.1基本特性和地震动输入 结构总质量为154211吨.

周期计算结果如表2所示.

结构的第一阶扭转与第一阶水平振动周期之比 T/T=2.96/6.46=0.46<0.85，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2010）3.4.5条中混合结构及复 杂高层建筑不应大于0.85的规定. 表2 结构振动周期 振型 振型特征 周期/s 一阶 X向一阶平动 6 46 二阶 Y向一阶平动 5.60 三阶 一阶扭转 2.96 四阶 X向二阶平动 2.13 五阶 Y向二阶平动 1.81 六阶 二阶扭转 1.16 根据规范要求选取了七组地震波、双向输入，共计14种分析工况进行计算. 其中，结构反应较强烈的 一条天然波的时程曲线和反应谱曲线如图3所示. 设防烈度7度（0.1g）罕遇地震加速度峰值取220gal、 7.5度（0.15g）罕遇地震加速度峰值取310gal（为220Gal的1.4倍）、8度（0.2g）罕遇地震加速度峰值取 400gal（为220Gal的1.8倍），双向地震波加速度峰值之比为1:0.85（L0256:L0257）. 罕遇地震下，结构 的阻尼比将大于3%. 取3%计算，得出的是偏保守的结果. 2.2 1.2 L0256波 0.8 -L0257波 规范谱 3.4 L0256波 L0257波 2.2 ±/s （a）时程曲线 （b）反应谱曲线 图3天然波时程曲线、反应语曲线 4.2结构变形 不同烈度下，结构楼层最大位移分布如图4和表3所示. 7.5度罕遇地震作用下的结构顶点最大位移， X、Y主向均为7度的1.4倍，比值与地震波幅值310Gal/220Gal=1.4相同：8度下，X主向结构顶点最大 位移为7度的1.6倍，略小于地震波比值400Gal/220Gal=1.8. 表3 罕遇地震下结构楼层位移、层间位移角汇总 顶点位移 最大层间位移角 数值/m 与7度比 数值 所在楼层 与7度比 7度 1. 940 1.0 1/83 Story64 1. 0 X主向 7.5度 2. 628 1. 4 1/62 Story60 1. 3 8度 3.024 1.6 1/53 Story57 1. 6 7度 2.019 1. 0 1/100 Story72 1.0 Y主向 7.5度 2.852 1. 4 1/69 Story72 1. 4 8度 3.831 1. 9 1/48 Story72 2.1 结构楼层最大层间位移角分布如图5和表3所示. 7.5度罕遇地震作用下的结构最大层间位移角X、Y 主向分别为7度的1.3倍、1.4倍，比值与地震波幅值310Gal/220Gal=1.4接近：8度下，X主向结构最大层 间位移角为7度的1.6倍，而Y主向结构最大层间位移角为7度的2.1倍（远大于1.8）. 第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 80 80 80 70 70 70 60 60 60 60 50 50 50 50 40 30 30 30 30 20 7度 20 7度 20 7度 20 10 →7.5度 10 →7.5度 10 7.5度 10 7度 8度 8度 8度 7.5度 8度 r主向层位移 主向层位移/ X主向层间位移角 0 01 20°6 0.03 0 r主向层间位移角 0.01 0.02 图4结构楼层最大位移响应 图5结构楼层最大层间位移角响应 由不同强度地震作用下，结构顶点位移和层间位移角的结果可知，7度和7.5度罕遇地震下，结构位移 和层间位移角与地震波加速度比值成正比，表明结构基本处于弹性状态. 而8度与7度变形结果的比值表 明，8度下结构已经发生较大的塑性变形，且薄弱位置如第41层处的层间位移角出现较不利的突增，增幅 （最大值/临下最小值）达到2.1倍，而此处相应的7度、7.5度增幅分别为1.4倍、1.5倍. 4.3楼层加速度放大系数和剪重比 图6为结构各楼层相对地震输入幅值的楼层加速度放大系数分布图，总体上楼层加速度放大系数分布 比较均匀. 随着地震强度的加大，楼层加速度放大系数增大，尤其Y方向下部楼层增加更为明显，表明结 构吸收了更多的地震力. 但7.5度和8度相比，楼层加速度放大系数增加不明显，表明结构逐渐发生塑性 损坏情况，地震力无法上升，结构表现出一定的非线性. 80 7度 80 7度 80 08 70 7.5度 70 7.5度 8度 8度 70 70 60 60 60 60 摆 50 摆 50 50 S4o 40 30 30 30 30 20 20 20 7度 20 7度 10 10 7. 5度 10 → 7. 5度 →8度 0 8度 0 向加速度放大系数 5. 10 20 0 向加速度放大系数 5 10 15 20 X向药重比 0.2 0. 4 0. 6 0 0.2 7向剪重比 0.4 0.6 图6结构楼层加速度放大系数 图7结构楼层剪重比 表4 罕遇地震下结构基底剪重比 X向剪重比 Y向剪重比 数值 与7度比 数值 与7度比 7度 9.3% 1.00 9.7% 1. 00 7.5度 12.5% 1.35 12. 4% 1.28 8度 12.8% 1.38 14.8% 1.52