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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 10Z 图3低区办公及公寓平面图 图4中区办公平面图 2 项目特点 （1）位于广州中心城区，抗震设防烈度为7度， 基本风压为0.5kN/n，结构抗风起控制作用： （2）结构高度达230米，属超B级高度的钢筋混 凝土框架-核心筒结构，结构Y向高宽比达7.82 里里 超过《高规》7.0的建议值，核心简Y向高宽比 达23远超《高规》15以内的建议值： 图5高区办公平面图 （3）建筑从下至上设置了三个避难层.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 10Z Y向风作用下层润位移角 20 方案B-2（设四福伸臂和两福腰桁架） 0 0000 0 0005 0 0010 0 0015 0 0020 层间位移角 图11A各方案层间位移角曲线 变形特点为底部变形小、顶部变形大， 整体转角也是如此，加强层的伸臂桁架 正是利用随同核心筒的转动而对两端的 柱施加拉、压力形成整体倾覆力矩，上 方案B-3（设四福伸臂） 部核心简转角大而外框架转角小故能发 挥较大作用，下部和底部的核心筒转角 小故发挥作用甚微.

（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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 柱轴压力作用下，根据是否存在偏心，区分轴心受力（如图1（a））与偏心受力，偏心受力又区分 为单向偏心（如图1（b））与双向偏心（如图1（c））.混凝结构柱因为有制作误差等的影响，理想的 轴心受力状态基本是不存在的.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 组合中，都是单向弯矩大，这时双偏压配筋考虑双向钢筋作用，配筋反而减小.

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）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 PKPM对柱单、双偏压设计约定如下： 开始 1）当参数中选择“按双偏压计算”时，将对混凝 土配筋设计采用双偏压设计： 根据构造要求、单偏 压结果确定初始配前 2）对定义为角柱的柱，始终采用双偏压设计，与 单、双偏压参数选择无关： 组合数Nb，对组合进行 重新排序，Mk、My弯矩差异 3）对异形截面柱（如L形、T形等），始终采用双 小的排前面，优先配籍 偏压设计： 4）对型钢混凝土柱，始终采用单偏压设计.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 采用密排钢悬挑梁方案，此处框架柱轴力较大，为减小柱截面和轴压比，柱中增设构造钢骨.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 倾覆弯矩、结构周期和振型、以及结构位移等多方面进行对比，主要结果见表2-表4.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 为显著.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 对于如图1所示的塔冠形式，其三组竖向筒体结构可采用的结构的体系主要有框架支撑体系、空间网 格体系和斜交网格体系等.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2 2014年 了保证传力的连续性，伸臂的弦杆将贯穿核心筒，同时在墙体两侧的将设置X形斜撑.

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%
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 由表2、表3可知，结构大震弹塑性分析整体指标的综合评价如下： 1）107层下主体结构X向最大层间位移角为1/151（68层），七组波平均值为1/176：Y向最大层间 位移角为1/149（67层），七组波平均值为1/185.两个方向位移角均小于规范1/100的限值； 2）在107层以上塔冠钢结构X向最大层间位移角为1/85（111层），七组波平均值为1/110：Y向最 大层间位移角为1/99（111层）.两个方向位移角均小于规范1/50的限值： 3）结构X向最大顶点位移为2182mm（1/251），七组波平均值为1598（1/343）：Y向最大顶点位移 2291mm(1/262)，七组波平均值为1530(1/358）： 4）从变形角度来看，人工波L745-1作用下主体结构响应最大，两个方向结构最大层间位移角、结构 顶点位移均为七组波中最大值：对于塔冠钢结构而言，天然波L0031作用下响应最大，两个方向 最大层间位移角均为最大值.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 taS L754-1波 X向 L754-1波Y向 L0031 波X向 L0031波Y向 图6结构弹性与弹塑性大震位移角曲线对比 85 1 rR类显量大排8 (xn) 细量大组6(mm) 1000 L754-1波X向 L754-1波Y向 L0031波X向 L0031波Y向 图7结构弹性与弹塑性大震楼层侧移对比 4构件的非线性表现 从整个弹塑性时程分析过程来看，本塔楼在七组波作用下的14个工况非线性表现共同点如下： 1）结构在最初时间内表现为弹性： 2）上部核心筒、顶部巨柱局部开裂，伴随少量连梁开始屈服： 3）屈服的连梁数量逐渐增加，上部核心筒、顶部巨柱沿高度进一步开裂，上部巨柱在与环形桁架及 外伸臂节点位置开始出现开裂： 4）巨型支撑、伸臂桁架、腰桁架及塔冠钢结构始终处于不屈服状态.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 非常方便，可较容易地实现局部精细化有限元模型与整体模型的连接.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 用S4R，梁单元采用B31.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4.5%，且计算结果除第一阶周期基本介于杆系单元模型和全细化模型之间.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 到5%.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 因此，BIM的发展需要分两个阶段实现：在现有的设计过程和软件基础上，实现结构信息的一体化， 甩掉AutoCAD手工绘图：等软硬件条件成熟后全面实现BIM.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 力点控明 Ht1290000RTAE SERTAN 上上00 二 E. 不 san心x 广6G可 a2resis 图9板表达习惯设置 图10墙选筋控制设置 选筋控制方面，根据计算结果可分别对墙、柱、梁和板的选筋及构造要求进行控制.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 388.050（屋项层） 屋顶层 358.050(77层） 77层 带状桁架 311.250（67层） 67层 借状析架 243.750（50层） 51层 董状析望 161.250（34层） 34层 .2 带状指架 ±0.000（1层） 4.200（地下3层） (a）建筑效果图 (b)剖面图 带状布架分面图 （d）低区典型结构平面图 (e)高区其型结构平面图 图1深业上城高塔效果图、剖面图、带状桁架图及结构平面图 结构模型 在本工程的非线性地震反应分析模型中，对结构刚度有贡献的结构构件均按实际情况模拟.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 构件的截面几何参数得到构件模型，构件模型通过节点的几何连接形成了整体模型.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 2.4整体分析模型 1）楼板模拟 建筑结构有限元分析中为减少计算工作量，通常对楼板采用刚性楼板假定，其实质是通过节点耦合 的方法，约束同层内各节点的X、Y相对距离不变.

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：
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 [w]=[] (3) a 20 (4） 依据（s，?，）可以求得a，这仅能保证第一周期阻尼比等于振型阻尼，其后各周期的阻尼比均低于 振型阻尼，因此将导致结构动力响应偏大.

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%.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 的安全性至关重要 3巨柱截面选型 塔楼底部巨柱截面尺寸达5200mmx3500mm，沿结构高度并协调建筑要求分段内收，顶部楼层巨柱截 面2000mmx2000mm.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 通过对含钢率相同的钢管混凝土和型钢混凝土巨柱轴向受压、单向弯曲、偏心受压全过程分析（图8~ 图12），可以得到以下几点结论： （1）两种截面巨柱弹性阶段轴向刚度基本相同： （2）钢管混凝土巨柱弯曲承载力较型钢混凝土高： （3）钢管混凝土巨柱单向偏压承载力较型钢混凝土高出较多.

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，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 钢管壁与混凝土面切向光滑无摩擦：约束巨柱柱底x、y、z三个方向的平动自由度，于每层巨柱楼层节点 区外钢管壁上均匀施加轴向荷载，如图15所示.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 5）伸臂弦杆先较接，待主体结构完工后刚接：伸臂腹杆待主体结构完工后安装：斜撑先通过楼面钢板 提供临时支撑，待主体结构完工后连接上端部： 6）幕墙施工滞后核心筒40层，每层6天.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 使用1年184 社量向变形发系 250 160 快10年 140 200 20 100 80 00 40 es 图5装饰期至使用1年阶段各层巨柱竖向变形发展 图6投入使用1至10年阶段各层巨柱竖向变形发展 使用16年26年-6至病支帮支基 使用19年-34年---区社至向支作发表 250 用20年后 300 月10年后 250 三伙50年 200 20年后 100 150 100 50 es 图7投入使用10至20年阶段各层巨柱竖向变形发展 图8投入使用20至50年阶段各层巨柱竖向变形发展 分别选取上、中、下三个典型楼层：第25层（下部）、第60层（中部）及第105层（顶部），统计各 层巨柱和核心筒竖向累积变形随时间变化情况，如图9-10所示.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.4.2竖向构件变形差 图11~12给出了各阶段核心筒同巨柱间竖向变形差随楼层分布情况.

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.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 空侧星面柠架直接落地 空间异形扭白落地管桁架屋面 13.900m的夹层小柱网.柱距10m左右 托四叉撑的框架柱 陆侧支撑屋面框架 标高8.700m的大柱网，柱距20m左右 图5T3航站楼结构体系示意图 图6 T3 航站楼8.7m层框架 图7T3航站楼屋面桁架体系 地下结构由于建筑功能需要连为整体.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 预应力钢绞线： fptk=1860N/mm2埋件钢材：Q235B 钢材：普通型钢：Q235B：Q345B：铸钢件：20Mn5V：高强度螺栓：40Cr 表1整体指标 结构抗震性能设计目标： 混凝土结构二级 设防烈度 7度 构件在多遇地震下按弹性设计：支 结构安全等级 屋盖钢结构一级 抗震构造措施 8度 承叉撑的混凝土柱、空侧格构钢柱下部，按 设计基准期 50年 中震弹性复核：其他支承钢结构的混凝土柱 混凝土框架抗震等级 级 按中震不屈服复核.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.2计算模型建立 结构分析分别建立单钢结构模型及混凝土与上部钢结构组合模型.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.3屋面结构分析 按钢结构单元分别建立模型，采用sap2000和midas/gen进行静力分析，多遇地震、设防烈度地震及 罕遇地震分析及校核.

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

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 换连梁的参数如表1所示.

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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 10-13 d-5 880 1700 950 460 828 1. 84 40.8 14-20 d-1 600 1270 950 510 990 1. 12 24 1420 d-2 600 1270 950 460 828 1.12 24 1420 d-3 820 1700 950 370 666 1.62 36 14-20 -P 600 1450 950 330 594 1.12 24 14-20 d-5 820 1700 950 370 666 1.62 36 600 00- 200- 5 400- 连梁型抗震耗能 600 20 黄切位移（mm） 0 10 20 (a)性能试验 (b)滞回曲线 图4可更换连梁阻尼器低周反复加载试验 3计算分析 3.1结构整体模型 本文采用ABAQUS软件和NOSACAD软件分别对未设置可更换连梁的传统结构和设置可更换连梁的 新型结构进行抗震性能分析，有限元分析整体模型如图5所示，将嵌固端取为地下层项部.

[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
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 （NOSACAD中）模拟，采用考虑强化的理想弹塑性性能，两端钢筋混凝土连接梁由普通梁单元模拟，可 更换连梁模型如图8所示.

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

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