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

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 黏滞阻尼技术在某超高层结构设计中的应用研究 丁洁民，吴宏磊，吴雨岑” （1.同济大学建筑设计研究院（集团）有限公司，上海，200092： 同济大学建筑工程系，上海，200092) 摘要：在框架-核心筒超高层结构体系中，加强层可显著提高结构抗侧刚度、减小结构侧移，但亦会带来结构刚 度、内力突变等不利影响.

本文以山西省晋中市汇通大厦为工程背景，在结构选型中进行了黏滞阻尼伸臂体系与 传统刚性加强层体系的地震响应对比分析，并对黏滞阻尼伸臂结构进行了弹塑性时程分析.

结果表明：带阻尼伸 臂结构与刚性加强层结构相比，在地震作用下结构的地震响应小，表现出明显的耗能优势：在多遇地震作用下， 带阻尼伸臂结构的地震响应相比于刚性加强层结构大大降低，带来的附加阻尼比达到3.2%：在罕遇地震作用下， 关键构件均满足抗震性能化设计要求，结构关键构件进入塑性的程度均小于刚性加强层结构方案，结构的安全度 更高.

关键词：黏滞阻尼器：伸臂布架：附加阻尼比 1.引言 对于250m左右超高层建筑结构设计中，常采用框架-核心筒结构体系.

传统的框架-核心筒结构体系 存在侧向刚度不足、核心筒受力偏大的缺陷，未能充分发挥外框架抵抗侧向力的作用.

通过设置抗弯和 抗剪刚度较大的伸臂桁架和环带桁架加强层，连接核心简和外框架，可利用周边柱的轴向刚度来提高结 构的抗侧刚度，减小结构侧移，同时减小底部墙肢的拉力.

但是设置伸臂桁架和环带桁架会增大结构刚 度，导致地震作用增大，同时带来结构加强层附近内力、刚度突变等不利影响.

SmithR.Willford在菲律宾圣弗朗西斯科香格里拉塔工程中，将黏滞阻尼器设置在超高层加强层 中，研究了黏滞阻尼器的抗风作用.

通过设置黏滞阻尼器，可以明显减小结构在风荷载下的响应”.

文 献[2-3]通过研究黏滞阻尼器在超高层结构加强层中抗震方面的应用，表明在超高层结构的加强层中设置 黏滞阻尼器可以有效的减小结构在地震作用下的响应.

本文将黏滞阻尼伸臂体系应用于山西省晋中市汇 通大厦中，进行结构比选以及弹性和弹塑性分析工作，进一步验证了阻尼伸臂体系用于抗震设计的合理 性.

2.工程概况 汇通大厦位于山西省晋中市，由超高层塔楼和北侧商业裙房组成，主要功能为办公、酒店和精品商 业.

总建筑面积18.5万平方米.

地上通过设缝将超高层塔楼与裙房分割开.

塔楼平面轴线尺寸 40.0m×41.2m，周边共十六根框架柱，每侧5根.

框架柱平均柱距约10m：核心筒居中布置，平面尺寸 20.2m×21.9m.

整个塔楼建筑平面、立面布置规则.

塔楼主体结构地上45层（分别在10F，18F，27F， 37F设置避难层/设备层），结构总高度220.4m.

办公层层高4.3m，酒店层层高3.9m，设备层层高5.6m.

抗震设防烈度为8度（0.20g），场地类别Ⅲl类，设计地震分组第一组.

结构体系采用型钢混凝土框 架-核心筒结合加强层为主要抗侧体系的钢-混凝土组合结构.

结构效果图、平立面布置如图1.

丁洁民，1957年9月，男，工学博士，同济大学建筑设计研究院（集团）有限公司总藏
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图1.结构效果图及平立面布置图 3.结构体系选型 3.1结构方案说明 对以下两种方案进行比选（图2）： (1)刚性方案：型钢混凝土外框架钢筋混凝土核心筒伸臂桁架和环带桁架（10F、27F)混合结构体系： (2)阻尼方案：型钢混凝土外框架钢筋混凝土核心筒阻尼消能伸臂桁架（27F）混合结构体系.

其中， 黏滞阻尼器是一种速度相关型耗能构件，采用Maxwel1模型进行模拟.

阻尼器的布置形式如图3所示.

塔楼整体 核心筒 外框架 加强层 a)刚性方案一抗侧力体系构成图 图3.黏滞阻尼器在伸臂析架上的布 置形式 塔楼整体 核心筒 外框架 加强层 b阻尼方案-抗侧力体系构成图 图2结构抗侧力体系示意图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 3.2主要分析结果 图47列出了刚性方案和阻尼方案的周期、基底剪力、层间倾覆力矩以及层间位移角对比图.

RLE方 阶数 图4周期对比 图5层剪力对比（7条时程波平均值） 力 图6层倾覆力矩对比（7条时程波平均值） 图7层间位移角对比（7条时程波平均值） 从上面的分析结果可知，阻尼方案相比刚性方案有明显的优势，主要表现在： 1.阻尼方案的周期较刚性方案有一定程度的增大，同时，阻尼方案为结构提供附加阻尼比，有效地 降低了地震作用： 2.阻尼方案的层剪力小于刚性方案，基底剪力减幅为29%（X向）和27%（Y向： 3.从层间位移角最大值来看，阻尼方案相对于刚性方案减幅23%（X向）和20%（Y向： 4.阻尼方案相比于刚性方案减少一道加强层，有利于减少施工时间和施工难度.

因此本项目采用了阻尼方案：型钢混凝土外框架钢筋混凝土核心筒阻尼消能伸臂桁架（27F)混合结 构体系作为抗侧力结构体系方案.

4.结构主要弹性分析结果 采用Etabs和SAP2000进行计算，计算模型中定义了竖向和水平荷载工况.

其中，竖向工况包括结构自 重，附加恒荷载以及活荷载.

水平荷载工况包括地震作用和风荷载.

对于小震的水平地震分别考虑了双向 地震以及偶然偏心的影响，考虑了不同方向的地震作用计算中考虑了重力二阶效应.

由于此消能减震结构 的特殊性（黏滞阻尼器的速度相关性），计算中对于地震作用的考虑采用非线性时程分析的方法.

4.1周期与振型 表1为计算得到的结构各阶模态下的周期，共30阶，仅列出前6阶.

前30阶的振型质量参与系数 均超过90% 表1结构自振周期 振型 ETABS SAP2000 1 5.59 5.55 2 5. 39 5.34 3 3. 43 3.29
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 4 1. 55 1.51 5 1.53 1.48 6 1.18 1. 18 4.2水平荷载 对多遇地震（7条时程波取平均值）及网载（100年一遇）作用下的楼层剪力及倾覆力矩作了比较， 见图8.

从图中可见，沿X轴、Y轴方向，楼层剪力和倾覆力矩均为地震作用控制.

内限六 图8a）多遇地震和风荷载作用下楼层剪力 图8b）多遇地震和风荷载作用下楼层倾覆力矩 表2基底剪力和基底倾覆力矩 荷载作用 X向 Y向 剪力/kN 顿覆力矩/kN.n 剪力/kN 倾覆力矩/kN. Etabs 多遇地震 23721 2812435 24960 2534985 风荷载 11301 1551506 11217 1567461 多遇地震 22785 SAP2000 2669630 23068 2476530 风荷载 11207 1541064 10870 1493913 4.3层间位移角 对多遇地震（7条时程波取平均值）及风荷载（100年一遇）作用下的楼层层间位移角作了比较，见 图9所示.

最大层间位移角满足《高层建筑混凝土结构技术规程》3.7.3条中层间位移角不大于1/541 的要求.

4.4层间刚度比 从图10中可见，塔楼侧向刚度沿结构高度分布比较均匀，仅由于27层的层高突变较大（大于上层 层高的1.5倍），其抗侧刚度比1.05，小于规范限值1.1.这说明采用阻尼伸臂结构体系不会存在刚性加 强层刚度突变的问题.

YPL层间位排鱼 ± 图9塔楼层间位移角分布 图10层间刚度比分布 表3楼层最大层间位移角 小震 风荷载 X向Y向 X向Y向
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014 年 ETABS 1/689 1/667 1/1171 1/1244 SAP2000 1/665 1/670 1/12051/1329 4.5附加阻尼比的计算 根据《建筑消能减震技术规程》第6.3.2条以及第6.3.4条按= Zw_/4πW，计算附加阻尼比， j=1 消能器两端的相对水平位移△、质点i的水平地震作用标准值F、质点i对应的水平地震作用标准值 的位移u选用符合本规程第4.1.4条规定的时程分析结果的包络值.

x方向冠电器 方向阻尼器 图11阻尼器分布示意图 以某一条地震波为例说明.

根据《建筑消能减震技术规程》中式（6.3.2-4）计算阻尼器耗能 W=2Fom△u，计算过程如表4所示： 表4阻尼器耗能W X方向输入地震波 F/kN u/n 阻尼器个数 W/ kN n X向阻尼器 1000 0.016 3.66 8 68 Y向阻尼器 780 0. 006 3.66 8 137 合计W/x▪m 6. 05x10′ Y方向输入地震波 E/kx /m 阻尼器个数 W / kN m X向阻尼器 750 0.006 3.66 8 132 Y向阻尼器 1000 0.016 3.66 8 468 合计W/Nm 6. 00x10° 根据规范中式（6.3.2-2）计算结构总应变能：W，=Fu/2，得到X向输入地震波时，结构总 应变能力为1.47x10N*mm：Y向输入地震波时，结构总应变能为1.52x10°N*mm.

最后根据（6.3.2-1） 计算可以得到这种情况下附加阻尼比分别为3.27%和3.14%.

选取7组地震波时程曲线输入计算出结构地震反应的平均值反算消能器附加阻尼比，最后求取平均 值得到附加阻尼比3.2%.

5.结构主要弹塑性分析结果 5.1建模分析要点 采用大型有限元分析软件Perform-3D软件进行罕遇地震下的弹塑性时程分析，钢材材料采用双线性 随动硬化模型，混凝土本构关系简化为折线型，材料参数参照我国现行混凝土规范取值.

框架梁采用FAMA 梁模拟，钢骨混凝土柱采用塑性较模型模拟，核心筒剪力墙以纤维墙单元来模拟.

阻尼器单元两部分组

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 基于基底极值响应的等效目标计算方法 严亚林陈凯 （中国建筑科学研究院，北京100013） 摘要：本文提出了一种确定高层建筑等效静力风荷载的方法.

其基本思路是对结构横截面所在平面内360度方向内 的基底响应遍历，以其中最大及最小的两组值作为等效目标，并通过扩展的LRC方法确定结构等效静力风荷载.

相对于直 接以主轴方向响应为等效目标的算法，该方法计算的等效静力风荷载引起的效应与动力计算结果更为接近.

算例计算表明本 文提出的方法是有效的.

关键词：基底最大响应扩展的LRC方法等效静力最不利响应角 1引言 基于风洞试验数据对建筑进行风致响应分析时，除了给出结构响应外，往往还需要提供设计人员所需 要的等效静力风荷载.

理想的等效静力风荷载是一组静力风荷载，将它作用于结构时，其于结构所产生的 包括位移、应力、应变等响应与外加风荷载作用时所引起的动力效应完全相等.

事实上由于不同位置的 外加风荷载并不完全同步，现阶段提出的等效静力风荷载往往仅能保证结构的一个响应与动力响应结果一 致.

对于高层建筑，这一响应一般选为能够反映结构整体性能的顶点位移或基底弯矩.

为应用方便，一般 并不总是发生在主轴方向，因此有必要提出能够反映结构总体响应最大值的等效目标.

该等效目标的取值 方法有1）对结构不同主轴的最大响应采用平方和开平方的方法，该方法首先通过CQC方法计算出结构 在两个主轴方向的极值响应，并以两个方向极值的矢量和作为等效目标，事实上由于结构两个主轴方向的 极值并非同时达到，因此该方法计算结果在一定程度上高估了结构的总响应：2）设定不同主轴方向随机 过程联合概率分布函数的超越阀值，以此超越阀值作为等效目标.

该方法从统计意义上确定等效目标， 能够给出明确的可靠性指标，但由于结构两个方向的联合概率密度分布函数模拟较为复杂，实际操作较为 困难：3）极值统计理论方法，这一方法在不同象限将两个主轴方向的风荷载时程进行矢量相加，对矢量 长度时序进行统计分析，并以该矢量长度的统计值作为等效目标，这种方法的统计量为矢量长度时序，并 没有对矢量的方向加以区分，因此在统计分析中存在一定误差.

为克服以上不足，本文首先寻找结构基底 力/矩响应极值出现的角度，并在此角度上确定等效目标，进而采用扩展的LRC（ELRC）方法给出基于 这一等效目标的等效静力计算方法.

2等效静力风荷载计算方法 2.1高层建筑运动方程 因为高层建筑楼板具有较大的水平刚度，在大多的超高层建筑风致振动响应分析中，都是把结构动力 作者簧介：严亚林（1985-），男，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 计算模型处理为串联层刚片质量模型，如图3所示.

对于n层的高层建筑，可以简化为n个层质量的计算 模型，每个层质量有两个平动自由度和一个扭转自由度，共3n个自由度.

其运动方程为： Mx(t)Cx()Kx()=RF() (1) 式中， W [] 0 m. 0 [[ H][][] [. []-[][] [] “[x]“[x]“[x]-[x] J. ][][] “[x]] Hx（()) x()-x（)}={x()x()x(）x()y() y(）a()q()a() Ha.() HE() ()²()²()()²()-()()²()²-()²=()=() H-()) 刚度矩阵：R是3nX3m的确定矩阵：m为测点层数.

图1结构模型简化示意图 2.2基于模态叠加法的基底反力（矩）
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 令为按升序排列的结构自振圆频率，{))为相应的结构特征向量.

它们是（2）式 齐次线性代数的非零解： ([x]-w[M])}=0，j=1..3 (2) 因为[K]和[M]是实数、对称和正定矩阵，（2）式求解的特征值是实数和正定的，特征向量是实数并 满足（3）式正交条件： [Φ]M[∞]=[M’] [Φ]K[∞]=[K'] (3) 式中，[M]、[K]为广义质量矩阵和广义刚度矩阵，为对角阵：[Φ]=[{){)]，是3n× 3n的矩阵，{0}=[}，{，}{}] 将结构位移响应X（）表示为（4）式： [x(0）}=} q ）=ΦHg(0)} (4) 式中，q （1)为第j阶模态的响应时程.

（1）式可解耦为（8）式： g (0)2g(1)0²q()=f(1)/M，j=1 . 3n (5) 式中，M是广义质量矩阵[M]的第j个对角元素：5为模态阻尼比.

f(）={}[R]{F(）} (6) （5）式可通过广义坐标合成法求解.

结构任意层等效作用时程为： F()=[K]x()=∑∞²M{∞ g() (7) 对应结构各阶模态的基底反力（矩）可通过（8）、（9）式计算.

Q=Wm√} 1=xy (8) M =Wmh{} 1=x y (9) 式中，h为i楼层高度.

结构的主轴方向的基底反力（矩）按照（10）、（11）式计算
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 Q()=aQ.g () 1=x y (10) M ()=aMq () 1=x.y (11) 2.3等效目标的确定 等效目标的基本思路如图2所示.

即首先将结构不同主轴方向的基底力表示为图示的散点图，确定结 构基底响应的包络，再寻找以（0，0）点为圆心、并与该椭圆相切的半径最大的圆，该圆的半径即为等效 目标.

6.0x10 4.0x10 2.0x10 -2.0x10 外切圆 -4.0x10 平均响应 -6.0x10 2.5×10-2.0x10-1.5x10-1.0x10-5.0x10°0.05.0x10*1.0x10°1.5x10°2.0x10 Fx/kN 图2等效目标计算示意图 如图2所示，与主轴X夹角为0方向的基底力（矩）可通过坐标变换求取，如（12）、（13）式.

Q()=Q ()cosqQ (x)sinq (12) M() =M ()cosqM (2)sinq (13) 由于（12）、（13）式的表达形式一致，下面不加区分地以R表示基底响应.

则以9方向响应R的等效目标值为： R=mggSsgn（m) （14) 式中、Sk分别为R响应的平均值及均方根值："为峰值因子：sgn(mg）为α的符号函数.

代入（12）或（13）式表示，即有， R= f(0)=(g²o m²)cos*0(g²o² m)sin²θ 2(pg²a 0 m m ）cosθsinθ (15) 2mm 2pg²o0 当df（0)/d9=0时，即tan29= 时，R=Rq或R=Rm：需要注 m²g²o²-m²-g²o² 意的是tan29=tan2（9π/2)，即对应合力的最大值和最小值之间相位差为π/2，需比较这两个角度
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 的合力值来区分Ra和R 3工程应用算例 某项目位于C类地貌地区，当地基本风压为0.4kPa.

建筑总高为201m，建筑平面、坐标系和风向角 定义如图3所示.

建筑质量分布如图4所示.

通过风洞试验确定本项目的等效静力风荷载.

以基底力最大 值进行等效时，以本文方法分析得不同风向下基底剪力最大值如图5所示.

由图可知，基底剪力最大值出 现于50度和220度风向角，对应的剪力作用方向为127度，313.5度：风来流方向与剪力作用方向夹角达 到70度以上，可见，在这两个风向下，结构上的等效静力风荷载主要由横风向引起.

X 图3轴系定义 ts10′ Tx1I 250 20 4.0x10°4.5 mass/t wind direction / degrees 图4不同结构层质量分布 图5不同风向下基底剪力及剪力作用方向 4总结 本文提出了一种确定高层建筑等效静力风荷载的方法.

其基本思路是对结构横截面所在平面内360度 方向内的基底响应遍历，以其中最大及最小的两组值作为等效目标，并通过扩展的LRC方法确定结构等 效静力风荷载.

算例表明本文提出的方法不仅可以确定结构在风荷载作用下的等效目标，还可以根据等效 目标对应的方向分析风荷载作用力是以横风向为主还是以顺风向作用为主.

参考文献 [1]周印.高层建筑静力等效风荷载和响应的理论与实验研究[D].同济大学桥梁工程系，1998. [2] Isyumov N. The aeroelastic modeling of tall buildings. In: Reinhold T.A. (Ed.) Wind Tunnel Modeling for

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 某8度区超高层办公楼结构敏感性分析 严仕基，周因 （1广州潮华建筑设计有限公司，广州510655） [摘要]本文通过对不同框架梁截面及设置加强层等因素对某8度区框架-核心简结构体系超高层办公楼整体刚度 的分析与比较，以确定所采用结构方案的工作实例进行总结，以供同类工程设计参考.

[关键词]框架-核心简结构，敏感性分析，超高层办公楼 1工程概况 项目位于昆明市北京路，为集商业、餐饮、办公于一体的多功能建筑，设3层地下室，底板面 标高为-14.9m：地面以上53层，下部设5层裙楼，裙楼层高为5.1m~6m，标准层层高为4.2m，总 建筑面积126560.42m²：建筑总高度234.7m，属乙类超高层建筑.

采用钢筋混凝土框架-核心筒结构 体系.

其建筑设计效果如图1所示，典型楼层的建筑平面见图1、图2.

根据规范2，本工程结构安全等级为一级，结构重要性系数为1.1：建筑结构抗震设防类别为 乙类：地基基础设计等级为甲级：建筑高度为超B级：结构抗震设防烈度为8度：建筑场地类别为 II类，基本风压按规范为0.30kN/m² 5- Sl- 图1建筑效果图 图2典型标准层建筑平面 2结构布置与选型 2.1结构体系 本工程由于高宽比不大、核心筒尺寸足够大，经对比普通钢筋混凝土结构、混合结构、钢结构 等类型，最终采用技术成熟的钢筋混凝土框架-核心筒结构体系.

结构受力体系由外框架核心筒组成.

为配合建筑平面功能及立面造型的需要，沿建筑外围共布 置了16根框架圆柱，其中第23层及以下为型钢混凝土柱，23层以上为钢筋混凝土柱，框架柱直径 由底部的1600mm渐变至顶部的1400mm：中部的钢筋混凝土核心筒沿建筑全高连续贯通布置，核心 简周边剪力墙厚度由底部的1300mm（X向）、1200mm（Y向）渐变至顶部的500mm（X向）、400mm（Y向）.

外框柱与核心筒共同构成两道抗震防线，提供结构必要的重力荷载承载能力和抗侧刚度，详见图3.

水平荷载产生的剪力和倾覆弯矩由外框架和核心筒二道防线共同承受，其中核心筒承担了大部分剪 作者箕介：严仕基（19702-），男高级工程师
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 力和弯矩.

墙柱砼等级为：底层~24层采用C60，25层~35层采用C55 36层以上采用C50：楼盖 砼等级均为C30.

图3结构体系组成示意 2.2结构敏感性对比 为分析不同框架梁截面以及设置加强层等因素对结构整体刚度的影响程度，对可能采用的不同 结构方案进行了分析和比较，结果如下： 2.2.1A方案 普通钢筋混凝土外框架核心筒结构方案，主要框架梁断面采用600mm×700mm，与外框柱相接 梁端部根据刚度要求及施工要求加宽至1000mm，周边框架梁断面采用400mmX1000mm，以提供较大的 Y向刚度和抗扭刚度.

分析结果表明，该方案能满足规范位移角限值要求，位移、周期分别为（X向 1/564，Y向1/536）及（T1=5.57，T2=5.50，T3=4.10）.

典型标准层的平面布置如图4所示.

图4A方案典型结构层平面布置图 2.2.2B方案 带加强层及梁刚接的钢框架混凝土筒体结构：在A方案的基础上，分别在楼高2/3处（41层） 避难层设置加强层（共设置2福Y向伸臂桁架），以分析加强层对结构的敏感度.

分析结果表明，该 方案能满足规范位移角限值要求，位移、周期分别为（X向1/565，Y向1/543）及（T1=5.55，T2=5.50， T3=4.10）.

典型标准层的平面布置如图5所示.

2.2.3C方案 在A方案的基础上，略减小框架梁截面至450mmX700mm，以分析结构对标准层框架梁截面变化 的敏感度.

分析表明，该方案未能满足规范位移角限值要求（X向1/550，Y向1/521）、（T1=5.61，
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 T2=5.49，T3=4.14）.

典型标准层的平面布置如图6所示.

伸胃柿架 图5B方案典型结构层平面布置图 图6C方案典型结构层平面布置图 2.2.4D方案 加强层（在核心筒两侧设置2福Y向伸臂桁架），与核心筒连接的框架梁保持刚接，并略减小框架梁 截面至450mmX700mm，以分析同时设加强层，并减少标准层框架梁截面后结构受力特性的变化.

分 析结果表明，该方案能满足规范位移角限值要求，位移、周期分别为（X向1/568，Y向1/537）及 （T1=5.60，T2=5.48，T3=4.11）.

典型标准层的平面布置如图7所示.

伸胃桁架 图7D方案其型结构层平面布置图
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 2.2.5计算结果对比 方案A、B、C、D的各层框架以及核心筒的剪力、位移角、梁端弯矩等主要计算结果如表1.

表1各层框架以及核心筒的主要计算结果 A B C 梁截面600X700 梁截面600X700 梁截面减少为 梁截面减少为 主要特点 无加强层 设加强层 500X700 500X700 本报告选用模型 无加强层 设加强层 位移角 (X. Y) 1/564 1/536 1/565 1/543 1/567 1/525 1/568 1/537 主要梁端弯矩 (kN n) （外福 (2033 1977 1816) : (2000 1883 1678) ; (1697 1715 1639) ; (1653 1592 1456) : 15F 30F 45F) (1551 1627 1521) (1543 1601 1479) (974 1391 1347) (959 1354 1287) （内福 15F 30F 45F) 2.2.5.1A方案与B方案的对比（Y向） 表2A模型与B模型的对比（Y向） A模型1/536（） A模型（） A模型（） A模型（） A模型（） A模型（） B模型1/543（） B模型（） B模型（） B模型（） B模型（） B模型（） 位移角 地震剪力比 框架柱 梁端弯矩（外福） 梁端弯矩（内程） 柱剪力 核心筒剪力 从图上观察可知： 1.设加强层后结构的层间位移角最大值减少，B模型较A模型最大层间位移角减少了1.3%.

2.由于存在加强层，可以观察到在加强层处刚度有突变，剪力有突变.

2.2.5.2A方案与C方案的对比（Y向） 从图中观察可知： 1.减少标准层框架梁截面，使结构刚度减少位移增大，C模型较A模型最大层间位移角增加了2.0%.

2.减少标准层框架梁截面，对标准层框架梁梁端弯矩影响较大，“C模型”较“A模型”标准层框架 梁梁端弯矩减少了16%.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 表3A模型与C模型的对比（Y向） A模型1/536（） A模型（） A模型（） A模型（） A模型（） A模型（） C模型1/525（） C模型（） C模型（） C模型（） C模型（） C模型（） 位移角 框架柱 地震剪力比 梁端弯矩（外福） 梁端弯矩（内） 柱剪力 核心筒剪力 2.2.5.3A方案与D方案的对比（Y向） 表4 A模型与D模型的对比（Y向） A模型1/536（） A模型（） A模型（） A模型（） A模型（） A模型（） D模型1/537（） D模型（） D模型（） D模型（） D模型（） D模型（） 位移角 框架柱 地震剪力比 梁端弯矩（外福） 梁端弯矩（内程） 柱剪力 核心筒剪力 从图上观察可知： 1.同时采用加强层，并减少标准层框架梁梁截面，结构的最大位移角基本不变.

D模型为1/536，A 模型为1/537.

2.由于存在加强层，可以观察到在加强层处刚度有突变，剪力有突变.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 大跨度钢结构连桥竖向振动舒适度研究 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266000：2.青岛酒店管理职业技术学蒙.

青岛266100） 摘要：青岛华润万象城大型商业综合体的钢结构连桥跨度为45n，跨度较大的结构，由于自报周 期长，频率低，在外部动荷载的作用下竖向振动更加明显，进而会影响结构的舒适度.

本文通 过利用SAP2000对该大型钢结构连桥建立有限元模型，分析了在步行荷载激励下，该连桥的竖 向振动频率的相关情况.

关键词：大跨度连桥：步行荷载：有限元分析：竖向振动 1引言 近年来，由于新材料、新的结构分析方法的采用，现代建筑结构变得更轻、更柔，跨度更大，这些结 构在外部荷载作用下很容易产生竖向振动.

楼盖的竖向振动问题虽然不影响结构的安全性，但是结构的竖 向振动会让人产生不舒适的感觉.

因此，在设计阶段就应先对结构的使用性能进行分析和评价.

本文所研究的是大跨度钢结构连桥的工程实例，大跨度钢结构连桥由于其跨度大，阻尼小，竖向振动 舒适度问题尤为重要.

2大跨度钢结构连桥舒适度激励荷载分析 2.1人行荷载的模拟 人的单足落步荷载、行走荷载和跑步荷载等是人行荷载的主要内容.

因此大跨度钢结构连桥舒适度间 题研究的一个重要方面就是对人行荷载的模拟.

单足落步荷载是研究人行荷载的切入点.

典型的单足落步 曲线示意图如图1[1]所示.

1.5 B D 1.0 体 0.5 /A E 0 0 0.2 0.4 0.6 0.8 时间(s) 图1单足落步曲线示意图 作者美介：并态青（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中，原点A为人的脚后跟刚开始接触地面，然后随人的重心转移曲线逐渐上升，达到第 一个峰值点B，随后随着人屈膝、摆动另一条腿以及重心的转移，该曲线下降至C点，接着人的脚掌 避地，使得该曲线再次升高至D点，D点以后，曲线迅速下降至E点，此时人的足尖完全离开地面[2].

人行荷载的自然步频一般在1.5~2.5Hz，即每分钟90-150步.

根据单足落步曲线，假定人左右两 脚产生的单步落足曲线相同，就可以定义出一条完整的行走激励曲线.

通过对单足落步曲线进行的周期性叠加并考虑一定的重叠时间，可以得到人行荷载曲线.

Allen和 Rainer通过对单人和多人连续行走产生的动力荷载进行研究，提出人行走荷载可以表示为人的体重加 上一个周期性分量： F(t) =P[1∑α cos(2πf1 )] (1-1) 式中，P为人的体重，一般取0.7kN：α为第i阶荷载动力系数：f.为第i阶行走荷载频率：t为时 间：为第i阶荷载频率的相位角.

另外，在健身房、体育馆及舞厅等场所，存在有节奏的运动引起的楼板舒适度问题.

一般用等效均布 动荷载来反映其对楼板体系振动的影响.

等效均布动荷载的大小取决于参与有节奏运动的人数.

根据人的 体重和单位面积的人数得到的等效均布动荷载与行走的荷载函数类似，可表示为： P(r) =w [1 ∑α cos(2πf1 ）] (1-2) 式中，w为人的等效均布荷载：α为第i阶荷载动力系数：f为第i阶荷载频率：1为时间：p为 第i阶荷载频率的相位角.

2.2连桥自振频率的计算 大跨度钢结构连桥的舒适度研究，主要是指连桥的竖向振动.

竖向振动对应的自振频率为竖向自振频 率.

对于形状规则，质量分布均匀，边界条件简单的楼板体系，其第一阶振动起控制作用，因此可以等效 为单自由度体系，采用单自由体系的分析方法计算其竖向自振频率.

参考《多层厂房楼盖抗微振设计规范》 GB50190-93，得计算楼板自振频率的公式如下： EI =9 (1-3) Vni 式中，f为板的竖向自振频率（Hz）：@为模态系数：E为弹性模量：I为楼板构件惯性矩：m为楼 板构件上单位长度的质量（kg/m）：I为楼板构件的跨度.

均布荷载作用下，板的最大挠度可用下式计算： EI (1-4) A为板的最大浇度：C，为浇度系数：q为均布荷载：I为单向板的跨度或双向板的短边跨度.

(1-5) 将公式（1.5）代入公式1.3可得 f.= C (1-6) C-频率系数.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文2014年 由以上推导过程可以看出，板的自振频率与板挠度的平方根成反比关系，因此可以通过计算板的挠度 求得板的自振频率.

根据Dunkerlay关系式，楼板结构的自振频率可以用板、梁（主梁、次梁）和柱（或墙）的自振频率 表示为： (1-7) 式中，f为楼板结构的第一阶自振频率：f为板的竖向自振频率：f.

、f为主梁、次梁的竖向自振 频率：f.为柱或墙的竖向自振频率.

由于板、梁和柱的自振频率均可由式（1-6）表示，因此式（1-7）变为： C = (1-8) ; 式中，A为板的最大挠度：A为次梁的最大浇度：A为主梁的最大挠度：A为柱的变形.

根据不同楼板结构形式中，板、梁和柱的挠度对楼板结构自振频率的影响，式（1-8）可做如下简化： 对于双向板，自振频率计算公式可简化为： f=- (1-9) 对于单向梁板式楼板，自振频率计算公式可简化为： f= C √ (1-10) 对于主次梁板式楼板，自振频率计算公式可简化为： f=- C √ (1-11) 以上是楼板结构自振频率的简化计算方法，详细推导过程及有关计算过程中用到的频率系数，模态系 数的取值可参见文献.

对于其他较复杂的楼板体系，可采用多自由度计算模型，通过整体建模分析得到其各阶竖向自振频率.

3大跨度钢结构连桥有限元模拟分析 3.1工程概况 本工程为青岛华润万象城的大跨度钢结构连桥，其跨越青岛的主干道闽江路，跨度45米左右，由工 字钢构成主梁及次梁.

连桥表面为混凝土楼板.

连桥左端与建筑面积45万平法米的万象城大型商业主体 的型钢混凝土柱铰接.

右端与300米的华润大厦通过滑动支座连接，连接柱为钢筋混凝土柱.

闽江路大跨度钢结构连桥结构平面图及连桥部分剖面图如图2、图3所示.

第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 2014年 图2连桥结构平面图 图3连桥结构刨面图 3.2大跨度钢结构连桥竖向振动舒适度计算 利用SAP2000软件建立了闽江路连桥的有限元模型如图4所示，根据上述激励荷载的分析选定人行 荷载为激励荷载，计算了闽江路连桥在人行荷载的激励下其自振频率的响应情况.

3.2.1计算参数 该有限元模型利用SAP2000建立，其中，梁、柱构件使用梁单元，梁两端与柱铰接，柱下端为固结.

考虑楼板对梁刚度的放大作用和动力荷载作用下弹性模量的放大作用.

将要施加动力荷载的位置按人行走 时的步距75cm进行单元划分和节点建立，这样就可在行走路径对应的节点上按时间顺序依次施加和消除 步行激励.

人体自重取75kg，步频取2Hz.

结构阻尼比取0.03.

图4连桥结构有限元模型 3.2.2计算结果分析 经过有限元计算，得到了闽江路钢结构连桥的第一自振频率为3.2HZ，第二自振频率为3.6，第三自振

ICS XX. XXX DL XXX 中华人民共和国电力行业标准 DL/T5710-2023 代替DL/T5710-2014 电力建设土建工程施工技术 检验检测规范 Specification oftechnicalinspection and testing technology forelectricpower civilengineering (报批稿） 2023-12-28发布 2024-06-28实施 国家能源局发布
dl.z6e.
前言 本规范是根据《国家能源局综合司关于下达2020年能源领域行业标准制修 订计划及外文版翻译出版计划的通知》（国能综通科技【2020】106号）文的要 求，由电力行业火电建设标准化技术委员会负责，会同有关单位在《电力建设土 编制组经广泛调查研究，认真总结实践经验，参考有关国家现行标准，并在 广泛征求意见的基础上，修订本规范.

本规范共分5章和4个附录，主要技术内容是：1总则：2术语：3基本规定； 4管理要求；5检验检测项目与程序等.

本规范修订的主要技术内容是： 一一本规范由《电力建设土建工程施工技术检验规范》更改为《电力建设土 建工程施工技术检验检测规范》.

一一调整了本规范的适用范围.

一一对本规范涉及的国家现行有关的标准、规范等按照最新版本对条文做了 修订.

语进行了修订.

一一增加了“工程检测管理信息系统”术语.

一一按照相关标准要求，明确了建设单位应委托具有相应资质的第三方检验 检测机构进行工程质量检测.

一一在基本规定中增加了见证取样和送样的相关内容.

一一更改了检测方法选择的相关内容.

一一增加了检测原始记录和检测报告应包含的内容.

一一增加了检验检测机构对已签发的报告若有更正或增补应予以记录的相 关要求.

一一增加了见证取样单应包含内容及见证检验检测报告中应注明见证人单 位及姓名.

本规范由中国电力企业联合会提出.

本规范由电力行业火电建设标准化技术委员会归口并解释.

本规范主编单位：中能建西北城市建设有限公司 浙江电力建设土建工程质量检测中心有限公司 本规范参编单位：中国电建集团山东电力建设第一工程有限公司 上海电力建筑工程有限公司 国家电投集团山东能源发展有限公司 中能建建筑集团有限公司 本规范主要起草人员：高山冯佳昱张立刚夏德春马绪胜许其光马宝珍 徐敏李鹏倪达明齐涛戴建全张计华王云志高军邸元秀赵波赵凤华袁 兆康刘鹏李龙石鸿日宋伟峰强安龙 本规范主要审查人员：李斌司广全张运海汪萍唐尚春郭俊峰郑谦文 金明权李晓辉崔虹秦松鹤高睿沙俊强郭金伦楼海英范巧燕张首刚罗 国鹏卢建忠 本规范在执行过程中的意见或建议至中国电力企业联合会标准化中心（地 址：北京市白广路二条1号，邮政编码：100761）.

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目次 1总则 2术语.. 3基本规定. 4管理要求.. 4.1组织及职责 .6 4.2检验检测人员 .7 4.3检验检测仪器设备 .8 4.4检验检测场所. 8 4.5施工检验检测计划 6 4.6取样与委托 .10 4.7试样的标识与试验台账， .10 4.8检验检测与报告 .11 4.9见证管理 13 4.10不合格项（品）管理 14 4.11资料与信息管理 14 4.12职业健康安全与环境管理 .15 5检验检测项目与程序 .16 5.1原材料、成品、半成品进场检验检测 16 5.2施工过程质量检验检测 18 5.3工程实体质量与使用功能检验检测 .19 5.4不合格项（品）的处置程序 .20 附录A主要检验检测委托单、见证取样单式样 22 附录B主要试样台账表式 9 附录C主要检验检测记录、报告式样 81 附录D检验检测项目/参数和取样规定 193 本规范用词说明 ..261 引用标准目录 262 条文说明 263

甘肃省建设工程质量和建设工程安全生产管理条例 (2021修订） 甘肃省人民代表大会常务委员会公告第73号 《甘肃省建设工程质量和建设工程安全生产管理条例》已由甘肃省第十三 届人民代表大会常务委员会第二十五次会议于2021年7月28日修订通过， 现将修订后的《甘肃省建设工程质量和建设工程安全生产管理条例》公布，自 2021年10月1日起施行.

甘肃省人民代表大会常务委员会 2021年7月28日 甘肃省建设工程质量和建设工程安全生产管理条例 （2017年9月28日甘肃省第十二届人民代表大会常务委员会第三十五 次会议通过2021年7月28日甘肃省第十三届人民代表大会常务委员会第 二十五次会议修订） 第一章总则 第一条为了加强建设工程质量和建设工程安全生产管理，保障人民生 命和财产安全，根据《中华人民共和国建筑法》《中华人民共和国安全生产法》 和国务院《建设工程质量管理条例》《建设工程安全生产管理条例》等有关法律、 行政法规，结合本省实际，制定本条例.

第二条本省行政区域内从事建设工程的新建、改建、扩建和拆除，以及 与建设工程质量和建设工程安全生产相关的监督管理活动，适用本条例.

本条例所称建设工程，是指土木工程、建筑工程、线路管道和设备安装及 装修工程.

-1-
军事建设工程、抢险救灾、农民自建低层住宅及其他临时性房屋建筑的质 量和安全生产管理按照相关规定执行.

法律、行政法规对建设工程质量和建设工程安全生产管理已有规定的，依 照其规定执行.

第三条县级以上人民政府应当加强对建设工程质量和建设工程安全生 产工作的领导，协调解决建设工程质量和建设工程安全生产监督管理中的重 大问题，将建设工程质量和建设工程安全生产监督管理工作所需经费纳入本 级财政预算.

第四条县级以上人民政府住房和城乡建设主管部门对本行政区域内的 建设工程质量和建设工程安全生产实施监督管理，其所属的建设工程质量安 全监督机构负责实施具体的监督管理工作.

县级以上人民政府负责安全生产监督管理的部门依法对本行政区域内的 建设工程安全生产工作实施综合监督管理.

县级以上人民政府交通运输、水利、发展和改革、工信等主管部门在各自 的职责范围内，负责本行政区域内专业建设工程质量和建设工程安全生产的 监督管理.

第五条建设、勘察、设计、施工、监理等建设工程责任主体及施工图审查、 工程质量安全检测、监测、预拌混凝土生产、预制构配件生产等与建设工程质 量和建设工程安全生产有关的单位和人员，应当遵守法律、法规、强制性标准 及本省的相关规定，在资质、资格充许范围内从事相应业务活动，履行建设工 程质量和建设工程安全生产职责，依法承担相应责任.

-2-
第六条建设工程应当符合绿色、人文、科技的建设理念，积极推广应用 先进科学的管理方法和符合建设工程质量、安全、环保、节能要求的新材料、新 工艺、新设备和新技术，推进建筑产业现代化发展提高建设工程质量和品质.

第七条建设工程实行质量责任终身制.

建设、勘察、设计、施工、监理等 建设工程责任主体及其法定代表人、项目负责人应当在工程设计使用年限内 对因其原因造成的质量问题承担相应责任.

第八条县级以上人民政府及有关主管部门应当建立优质工程、质量和安 全生产标准化及文明施工激励机制，按照国家有关规定对提高建设工程质量 和品质、安全生产水平做出突出贡献的单位和个人给予表彰奖励.

第二章建设单位的责任和义务 第九条建设单位应当按照法律、法规，加强建设工程的质量和安全生产 管理，对建设工程的质量和安全生产负责，并履行下列责任和义务： （一）将建设工程发包给具有相应资质等级的勘察、设计、施工、监理、检测 等单位，并在与其签订的合同中明确约定双方的工程质量和安全生产责任； （二）按照国家及本省有关工程造价和定额的规定，合理确定工程勘察、设 计、施工、监理、检测等各方的费用和工期，不得随意改变； （三）资金安排能够满足施工需要，并按照合同约定及时拨付工程款； （四）提供符合施工条件的施工场地，协调解决施工现场各施工单位及毗 邻区域内影响施工质量和安全的问题；在项目并工前应当取得施工现场及毗 邻区域地面现状和各类地下管线资料及其他相关资料，并向勘察、设计、施工、 监理等单位进行交底； 一3-
（五）组织勘察、设计、施工、监理等与工程建设有关的各方进行设计交底 和图纸会审； （六）按照相关规定委托具有相应资质的机构对工程项目及工程实体质量 进行检测或者监测，见证或者委托监理单位见证现场检测及施工单位的取样 送检工作； （七）配合有关部门做好质量和安全事故调查处理工作.

发生质量事故时， 及时组织勘察、设计、施工、监理、检测等单位共同提出处理意见或者处理方案； （八）法律、法规规定的其他责任和义务.

第十条建设单位应当设立工程质量和安全生产管理机构负责相关管理 工作，并可以委托有资质的工程项目管理单位，对建设工程全过程提供专业化 的管理和服务.

第十一条建设单位应当将工程施工图设计文件按照国家有关规定委托 施工图审查机构进行审查.

施工图设计文件未经审查批准的，不得使用.

经审查通过的施工图设计文件不得擅自修改，确有必要进行修改的，应当 由原设计单位修改.

施工图涉及公共利益、公众安全、工程建设强制性标准等 国家规定的主要内容变更的，建设单位应当委托原施工图设计文件审查机构 重新审查，审查合格后方可用于施工.

交通、水利等专业工程的施工图设计文件审查，按照国家相关规定执行.

第十二条建设单位在开工前，应当按照国家有关规定办理工程质量监督 手续，工程质量监督手续可以与施工许可证或者并工报告合并办理.

建设单位在办理建设工程质量监督手续前，应当组织建设、勘察、设计、施 工、监理等责任主体签署法人授权委托书和项目负责人工程质量终身责任承 -4-
诺书，并建立责任主体项目负责人终身责任信息档案.

对于未签署工程质量终 身责任承诺书的工程不予办理工程质量监督手续.

第十三条建设单位应当将建设工程安全作业环境及安全施工措施费计 入工程造价，及时拨付给施工单位专款专用.

住房和城乡建设等有关主管部门 以及建设工程质量安全监督机构对建设工程安全作业环境及安全施工措施费 的使用情况实施监督.

第十四条建设单位不得对勘察、设计、施工、监理、检测等单位提出不符 合法律、法规和强制性标准规定的要求，不得违法指定工程分包单位及建设工 程材料、建筑构配件、设备和预拌混凝土的供应单位.

第十五条建设单位应当自收到施工单位工程竣工报告之日起二十日内， 对符合竣工验收条件的工程按照规定程序组织工程竣工验收，并提前七个工 作日将验收时间、地点、验收组名单等信息书面通知负责监督该工程的住房和 城乡建设主管部门或者建设工程质量安全监督机构.

住宅工程应当在工程峻工验收前先组织分户验收.

单位工程工验收合格，且具备法律、法规规定的其他条件后，方可交付 使用.

建设工程竣工验收合格后，建设单位应当将工程工验收报告、工程质量 保修书等法律法规规定的文件报工程所在地住房和城乡建设主管部门办理竣 工备案，并及时向相关的档案管理部门移交建设、勘察、设计、施工、监理等责 任主体项目负责人终身责任信息档案及其他建设项目档案.

建设单位应当在建设工程竣工验收合格之日起十五日内按照要求设置永 久性标牌.

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成都市绿色建筑施工图设计与审查技术要点 （2024版） 成都市住房和城乡建设局 二0二四年十二月
前言 本技术要点由四川省建筑设计研究院有限公司会同有关单位在原《成都市绿色建筑施工图设计与审查技术要点（2021版）》基础上修订 完成。

省民用绿色建筑设计施工图阶段审查技术要点（2024版）》对民用建筑部分进行修订完善，最后经审查定稿。

本技术要点共有4个章节、5个附表和3个附录，其主要技术内容包括：总则、基本规定、民用建筑、工业建筑。

本次民用建筑部分修订的主要内容包括： 1.与现行强制性工程建设规范相协调：2.强化绿色建筑的碳减排性能要求：3.优化实施效果，与现行相关标准协调。

本技术要点由成都市住房和城乡建设局负责监督实施，由四川省建筑设计研究院有限公司负责具体技术内容的解释。

执行过程中如有 意见或建议，请寄送四川省建筑设计研究院有限公司（地址：成都市天府大道中段688号：邮政编码：610093：E-mail： yunchaofu@foxmail.)。

本要点主编单位：四川省建筑设计研究院有限公司 本要点参编单位：成都市建筑设计研究院有限公司 中国建筑西南设计研究院有限公司 四川省建筑科学研究院有限公司 本要点主要起草人员：贺刚王家良付韵潮钟辉智秦盛民曾丽雯高庆龙倪吉刘育博窦枚杜毅威邹秋生 高波伍仕陈佩佩张灿杨夏一幸运曾丽竹曹明黎力程永前王继红黄佩 1
目录 1总则 2基本规定.. 2.1一般规定.. 2 2.2民用建筑审查与等级划分 2 2.3工业建筑审查与等级划分， 5 3民用建筑. .6 3.1建筑与建筑物理专业. .6 3.2结构专业... ...34 3.3给水排水专业 ...38 3.4暖通空调专业. 51 3.5电气专业.. ..59 3.6景观专业... .65 3.7绿色建筑+... ..71 4工业建筑.. ..81 4.1建筑专业.. 18" 4.2结构专业... ...93 4.3给水排水专业 ..96 4.4暖通空调专业 +01' 4.5电气专业.. .111 4.6景观专业. .116
附表1-1成都市绿色建筑设计施工图审查自评表（民用建筑） ... 119 附表1-2成都市绿色建筑设计施工图审查自评表（工业建筑） ... 120 附表2-1成都市绿色建筑设计施工图申报信息汇总表（民用建筑） .. 121 附表2-2成都市绿色建筑设计施工图申报信息汇总表（工业建筑） ..12 附表3水系统规划设计申报表.. ...123 附表41成都市绿色建筑设计专项论证报告申报一览表（民用建筑） ... 124 附表42成都市绿色建筑设计专项论证报告申报一览表（工业建筑） . 125 附表5-1绿色建筑施工图审查意见表（民用建筑） 126 附表5-2绿色建筑施工图审查意见表（工业建筑） .. 127 附录1绿色建筑设计专篇. ...128 附录2绿色建筑设计专项论证报告审查要求. ... 131 附录3水资源利用条文审查要求. . 144
1总则 1.0.1为规范成都市绿色建筑施工图设计与审查工作，统一绿色建筑标准的设计深度与审查尺度，制定本技术要点。

1.0.2本技术要点适用于成都市新建民用建筑及工业建筑（含执行自审承诺制的建筑）的绿色建筑施工图设计与审查，改建、扩建项目参照 执行。

1.0.3本技术要点的主要参考依据包含《绿色建筑评价标准》GB/T50378-2019（2024年版）、《绿色工业建筑评价标准》GB/T50878-2013、 《绿色工业建筑评价技术细则》、《四川省绿色建筑评价标准》DBJ51/T009、《四川省绿色建筑设计标准》DBJ51/T037、《四川省民用绿色建 筑设计施工图阶段审查技术要点（2024版）》及相关主管部门政策文件。

1.0.4绿色建筑施工图审查应对相关专业的施工图设计文件和技术支撑材料中涉及绿色建筑设计部分进行技术审查。

1.0.5绿色建筑施工图审查除应符合本技术要点的要求外，尚应符合国家、四川省和成都市现行有关规范、标准的规定。

1.0.6项目如需进行绿色建筑评价标识认证，应根据当地住房和城乡建设主管部门的相关要求按流程申报。

1.0.7凡是未注明日期的引用文件，其最新版本适用于本技术要点。

...

SJG 深圳市工程建设地方标准 SJG169-2024 城市轨道交通工程概算编制规程 Budget Estimate Making Regulations for Urban Rail Transit Projects 2024-06-19发布 2024-10-01实施 深圳市住房和建设局 联合发布 深圳市发展和改革委员会
深圳市工程建设地方标准 城市轨道交通工程概算编制规程 Budget Estimate Making RegulationsforUrbanRail TransitProjects SJG169-2024 2024深圳
目次 前言. 1范围 2规范性引用文件 3术语和定义 4基本规定. 4.1一般规定 4.2编制依据 5设计概算费用组成及内容 5.1费用组成. 5.2工程费用 5.3工程建设其他费用， 5.4预备费 5.5专项费用. 6费用计算方法. 6.1建筑安装工程费计算方法 6.2工程建设其他费用计算方法. 6.3预备费计算方法 6.4专项费用计算方法 7概算编制要求 7.1概算编制层级 7.2概算文件编制 7.3 概算章节划分 10 7.4概算编制单元划分 10 7.5同步建设或共用工程费用划分 12 7.6装饰功能分区划分原则 12 附录A（规范性）概算章节表 14 附录B（规范性）概算基本表格样式 42 附录C（规范性）概算编制细则及标准 57
前言 本规程根据《深圳市住房和建设局关于发布（2022年度深圳市工程建设地方标准制修订计划项目 （第一批））的通知》要求起草.

本规程编制组在《深圳市城市轨道交通工程概算编制规程（2017）》等基础 上，全面总结了近年来深圳市城市轨道交通工程建设实践经验，通过大量的调查研究与测算，在广泛征求 意见的基础上，编制了本规程.

本规程主要技术内容包括：1.范围；2.规范性引用文件；3.术语和定义；4.基本规定；5.设计概算费用 组成及内容；6.费用计算方法；7.概算编制要求.

附录包括：附录A概算章节表：附录B概算基本表格样 式：附录C概算编制细则及标准.

本规程由深圳市住房和建设局、深圳市发展和改革委员会联合发布，由深圳市住房和建设局业务归 口负责具体管理，并组织深圳市建设工程造价管理站负责技术内容的解释，在实施过程中如对本规程有 意见或建议，请至深圳市建设工程造价管理站（地址：深圳市福田区振兴路3号建艺大厦，邮编： 518031），以供今后修订时参考.

本规程主编单位：深圳市建设工程造价管理站 本规程参编单位：深圳市政府投资项目评审中心 深圳市地铁集团有限公司 北京城建设计发展集团股份有限公司 本规程主要起草人员：许尔淑张玲李平安钟文龙周灵芝李江陈冲袁超 姬倩孟祥宇陈俊李盛花张玉陈飞张继伟白芳舒 李鸿岩刘卫东周燕飞王枝枝卢秋萍周文祥赵燕燕谢亚旗 本规程主要审查人员：白洁如陈光谢国胜王立勇周小炜陈国华张时全 本规程主要指导人员：郭晓宁郑铁军王敬军莫鹏罗菲张路王栎 ⅢI
城市轨道交通工程概算编制规程 1范围 本规程确立了深圳市城市轨道交通工程概算编制的原则、层次、方法、模式、细则及编排格式.

本规程适用于深圳市新建、扩建城市轨道交通工程初步设计概算编制，地铁、轻轨、市域快速轨道系 统应依据本规程编制.

2规范性引用文件 下列文件中的内容通过文中的规范性引用而构成本文件必不可少的条款.

其中，注日期的引用文 件，仅该日期对应的版本适用于本文件；不注日期的引用文件，其最新版本（包括的修改单）适用于本 文件.

GB/T50875-2013工程造价术语标准 GB/T50833-2012城市轨道交通工程基本术语标准 GB55031-2022民用建筑通用规范 城市轨道交通工程设计概算编制办法 3术语和定义 GB/T50875一2013（工程造价术语标准》界定的术语和定义适用于本规程.

4基本规定 4.1一般规定 部费用.

设计概算编制应符合城市轨道交通工程项目建设、工程造价构成和工程造价管理的要求，有利 于合理确定和有效控制城市轨道交通工程造价.

4.1.2城市轨道交通建设项目属于重大建设工程，设计概算编制应按本规程的规定，结合编制期深 圳市基本建设有关政策和价格水平，按照经济合理、不漏不重、计算准确的原则实事求是地反映项目 的建设内容、建设规模、建设标准和建设条件等所需合理投资.

概算应控制在批准的投资估算允许范 围内.

4.1.3项目建设投资不宜超过经核定的设计概算，项目实施过程中，因政策调整、价格上涨、地质条件 发生重大变化等因素确需增加概算的，建设单位应当提出调整方案，并会同项目单位报市投资主管部门 审批. 4.1.4设计概算应根据建设方案、设计深度、复杂程度和管理要求，按概算章节表，采用概算定额法、概 算指标法或预算定额法，以清单模式编制.

4.1.5设计概算的编制与审查，除应符合本规程规定外，尚应符合国家、省、市现行有关标准的规定.