合景大厦结构设计介绍

合景大厦

结构设计介绍

李盛勇陈晓航广州容柏生建筑工程设计事务所RBS

ArchitectureEngineerDesignAssociatesRBS一、工程概况

本工程建设场地位于广州市天河区珠江新城J1-6地块，其西侧为华厦路，南侧为华就路，南距珠江河流约500m，广州地铁三号线南北走向在场地西侧（华厦路）经过。用地面积约7260m2。主楼地上38层，屋顶标高为165.40m（未计向上延伸至198.00m的外墙构架）；地下室5层，埋深20.80m。总建筑面积为108000m2，其中地下28660

m2。地上五层以下为商业用途，五层以上均为办公用途。地下五层为停车库及设备用房，其中地下四、五层兼作五级人防地下室。

工程建设场地各层层高：地下五层～地下三层均为3.5m，地下二层为4.3m，地下一层为6.1m；首层5.5m，二层～四层均为4.5m，五层～二十二层均为4.15m，二十三～二十五层均为4.6m，二十六～三十五层均为4.15m，三十六、三十七层均为8.2m。裙房平面呈L形，长宽分别为60.00m、66.86m；六层以上平面为长方形，长宽比L/B=60.00/24.76＝2.42，不计裙房的高宽比H/B=(165.4-22.0)/24.76=5.79。基础埋深与建筑总高度比值:20.9/165.4=1/7.9。

建筑标准层平面本工程有如下特点：

竖向交通井位于平面的一侧，抗侧力构件的布置需均衡有效，避免扭转对结构的不利影响；

正立面形成两片稍为外凸的曲面幕墙，建筑要求框架柱沿曲面边缘布置，形成弧形柱；其中一片向上延伸至屋顶以上标高198.0m处，屋顶构架要承受较大大且风振复杂的风荷载，对主体结构有较大的影响；

地下室采用逆作法施工，结构配合基坑支护设计及逆作法的施工要求；

五层地下室很大的水浮力，采用预应力抗拔锚桩解决局部浮力过大的问题；

由于基础持力层较深，挖孔桩长度远超25m，要结合逆作法施工来考虑基础选型；超高层钢结构体系的选择，包括钢管砼斜柱、大跨度梁、跨层支撑、偏轴支撑的分析。二、安全等级及抗震设防

本工程设计基准期为50年，结构的设计使用年限为50年。建筑结构的安全等级为一级,地基基础设计等级为甲级。

本工程的抗震设防类别为丙类建筑，本工程结构设计采用的抗震设防烈度和抗震构造措施均为7度。结构阻尼比为0.02。

三、风荷载基本风压强度验算时按100年重现期W0=0.6kN/m2考虑，位移验算时按50年重现期W0=0.5kN/m2考虑，建筑物地面粗糙度类别为C类。为配合南立面弧线的造型，本工程在屋面设有30m高的构架（主体幕墙向上延伸），形状复杂，受风力很大。根据《高钢规》JGJ99-98第4.2.4条，结构结构风载体型系数应由风洞试验确定（本工程拟采用模拟风洞试验方法）。初步设计阶段暂时按《建筑结构荷载规范》GB50009-2001第7.3.1条取值，取Us=1.3。对于屋顶构架，按《高钢规》JGJ99-98第4.2.6条，应计入鞭稍效应，其风振系数根据其作为独立体时的基本自振周期Tu与主体建筑的基本自振周期T1的比例来采用。

四、作用效应组合

根据《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99-98的规定，荷载效应与地震作用效应组合的设计值，应按下列公式确定：1）

无地震作用时2）

有地震作用，按第一阶段设计时（多遇地震作用下的弹性分析，验算构件的承载力及结构的层间侧移；偶遇地震下的弹性分析，验算构件的承载力）为考虑地震作用时的重力荷载代表值。

3）第二阶段抗震设计（罕遇地震下的弹塑性分析，验算结构的层间侧移和层间侧移延性比），当采用时程分析法验算时，不计入风荷载，其竖向荷载取重力荷载代表值。

五、结构体系1）结构形式的确定本项目结构形式通过实地调研、参考有关文献、经过充分比较、结合广州地区实际，并考虑建筑要求和业主的投资能力确定采用圆钢管混凝土柱框架－钢支撑结构体系。2）结构方案的优化

结构方案控制原则：刚度、强度、舒适度、延性满足规范要求。小震作用下，主、次结构均要求处于弹性阶段，满足小震不坏的目标；中震作用下，主体结构基本处于弹性状态，无损坏或损坏程度小，次结构有一定程度损伤，但损伤程度为可修复，修复时不会对主体结构的稳定性和安全性造成很大影响；大震作用下，地震能量主要依靠次要构件耗散，少数抗侧力构件出现塑性铰，整体结构内力重分布，结构整体仍具有一定的抗侧刚度，继续工作。设置部分偏心支撑，在支撑与柱之间或支撑与支撑之间形成耗能梁段。在大震作用下通过耗能梁段的弹塑性变形耗能，保证支撑不屈曲。高出屋面的幕墙拟采用钢桁架结构，并设置部分粘弹性消能阻尼器，以起到减少风振和在地震作用下耗能的作用。3）受力体系本工程采用圆圆钢管混凝土土框架－钢支支撑结构体系系，框架柱采用圆钢管混混凝土柱，支撑体系采用跨层╳形形矩形钢管支支撑、层内人人字形及V字形热轧或焊焊接H型钢支撑，框架梁采用热轧或焊焊接H型钢与闭口型型或缩口型压压型钢板组合合楼板的组合合形式。利用钢支撑作作为主要抗侧侧力构件，钢钢框架主要承承担竖向荷载载。钢柱与钢钢梁节点采用用刚性连接，，钢支撑与钢钢管连接节点点构造按刚性性连接，计算算时按铰接，，主次梁节点点为铰接，框框架梁及次梁梁弹性分析时时考虑楼板的的组合效应。。由于建筑使用用功能的限制制，设置了支支撑的电梯和和楼梯间偏向向平面Y向上侧，使结结构刚度中心心偏移。为此此采用尽量强化（D）轴刚度，弱化（E）轴刚度，此外在平面面Y向两侧各设立立一道X形支撑，以加加强结构的弱弱向刚度及抗抗扭能力。建建筑立面在X方向前面为两两片不同曲率率的弧形面，，因此，在该该立面的结构构柱也按建筑筑立面的要求求而呈弧线形形。这使得结结构杆件的受受力比较复杂杂。(D)(E)支撑部分支撑立面面布置示意图图4）楼面体系系楼面梁采用Q345B钢梁，梁跨度度约在9～18m之间，楼板采采用闭口型或缩口口型压型钢板板组合楼板以及局部的现现浇混凝土楼楼板，通过抗抗剪栓钉将楼楼板和主次梁梁连为整体，，钢梁与混凝凝土之间的剪剪力，靠设置置栓钉来传递递，同时，栓栓钉可作为压压型钢板与钢钢梁固定连接接件。钢次梁的设计计按照钢-混凝凝土组合梁设设计，将混凝凝土楼板作为为钢次梁受压压翼缘的一部部分，可以明明显减小钢梁梁的断面，提提高钢梁的刚刚度，减小钢钢次梁的挠度度。在优化中中对次梁的断断面，根据跨跨度，分别采采用不同的断断面形式和断断面大小，以以达到节约材材料的目的。。对所有的次次梁按照组合合梁来设计，，根据梁的跨跨度，将其分分为两类：跨度大于11米的梁采采用上翼缘较较宽较薄、下下翼缘较厚的的截面形式，，以获得较大大混凝土有效效面积，充分分发挥混凝土土的抗压能力力，减小用钢钢量。对11m以下的组合梁梁，钢梁部分分采用热轧H型钢梁，以减减小制作的工工作量，加快快工程的施工工进度。钢框架梁仅跨中部分按按照钢-混凝凝土组合梁设设计。六、结构弹性性计算及设计计验证1、程序介绍SATWE是一个为现代代多、高层建建筑设计的空空间组合结构构有限元分析析软件，较好好地解决了剪剪力墙和楼板板的模型化问问题，使简化化模型尽可能能地合理，能能更好地反映映出结构地真真实受力状态态。它适用于于高层和多层层钢筋砼框架架、框架－剪剪力墙、剪力力墙结构，以以及高层钢结结构或钢－砼砼混合结构。。ETABS是一个完善且且易于使用的的建筑结构专专用分析和设设计程序，具具有一流的集集成于通用数数据库中的建建模、分析和和设计功能。。它能处理包包括广泛的非非线性效应在在内的，巨大大且极其复杂杂的建筑模型型。它提供了了中国规范的的验算功能。。2、结构计计算分析本工程地面以以上采用中国国建筑科学研研究院编制的的PKPM系列SATWE分析程序进行行计算分析。结构计算考考虑双向地震震作用、扭转转耦连、重力力二阶效应及及施工模拟，，振型数取15个（以有效质质量系数90％控制），结构构计算总层数数为45层（屋顶构架架的7层作为提供质质量和导风荷荷载之用，该该部分结构另另行专门设计计，其位移亦亦不在结构整整体中作比较较）。人防地地下室另作计计算。本工程采用美美国CSI公司的ETABS计算分析程序序中国规范版版进行设计验证，并将计算结结果与SATWE的结果进行比比较。本工程还采用用上述两个程程序对结构进进行多遇地震（小震）和偶遇地震（中震）下的的弹性时程分分析，作为补补充计算（根根据抗规5.1.2条表表5.1.2-1规定）），按建筑场场地类别（Ⅱ类场地），设设计地震分组组为第一组，，以及地震选选波按三要素素（频谱特性性、有效峰值值和持续时间间），选用由由广东省智源源工程抗震科科技公司提供供的Gdata.632、Gdata.630两组本场地模模拟的人工地地震波，以及各一组Ⅱ类场地实际多遇地震震强震记录TAFT2波代入程序计计算，阻尼比比为0.02，考虑周期折折减0.95。结构计算结果表明：两个程序计计算结果相当当吻合，结构构周期及位移移符合规范要要求，结构体体系选择适当当，剪重比适适中，构件截截面取值合理理。3、有关技术术指标如下：1）前15个振型的自振周期（秒）（表中中*表示第一扭转转周期Tt）周期号

T1T2T3*T4T5T6T7T8SATWE自振周期(s)5.224.353.761.761.100.980.920.71SATWE平动系数

10.980.050.990.820.350.860.65Etabs自振周期(s)5.254.343.761.831.101.000.950.69Etabs平动系数1.001.000.011.000.740.300.710.97周期号T9T10T11T12T13T14T15SATWE自振周期(s)0.650.530.510.470.450.420.37SATWE平动系数0.790.720.920.190.910.760.96Etabs自振周期(s)0.590.530.480.480.410.390.34Etabs平动系数0.650.740.610.140.650.850.98结构整体空间间振动前三个个振型简图如如下图所示：：（a）第一振型（X向一阶平动））（b）第二振型（Y向一阶平动））（c）第三振型（扭扭转）2）风荷载和和地震作用下下结构的最大层间位移移角见下表:

层间位移角

作用

SATWEETABSX向Y向X向Y向风荷载1/787(24层)1/420(24层)1/981(24层)1/476(24层)地震反应谱作用1/544(24层)1/586(24层)1/544(24层)1/591(24层)TAF-21/1341(30层)1/2404(24层)1/684（30层）1/2188（33层）Gdata.6301/2990（24层）1/3482（35层）1/2985（31层）1/4201（27层）Gdata.6321/2794（24层）1/2929（32层）1/2985（25层）1/2793（33层）说明：l风荷载作用下下楼层层间最大大位移与层高之比△U/h＜1/400，满足“高钢规规”第5.5.1条；地震荷载作用用下层间位移与层层高之比△U/h＜1/300，满足“抗规””第5.5.1条，按弹性方法计计算时对结构构水平位移限限值及刚度控控制的要求。。l风荷载作用下下层间位移角的的差异主要由于两个个程序计算风风力方法不同同所导致。l从风荷载作用用下的楼层位位移曲线可以以看出，局部位移突变与层高有关，分别别为23层（4.6m）、24层（4.6m）、36层（8.2m）、37层（8.2m）。同时明显可以看出出22层由于设置伸臂桁桁架，对约束主体体结构的变形和位位移量有明显的作作用。风荷载下结构层间位移曲线如下图所示：3）SATWE计算的地震作用下下楼层最大位移（（层间位移）与平平均位移（平均层层间位移）的比值：考虑偶然偏心影响响的地震反应谱作作用下，两个计算算程序中楼层竖向向构件最大弹性水水平位移和层间位位移分别为楼层两两端弹性水平位移移和层间平均位移移的1.37和1.47倍，属扭转不规则则平面，但均小于于1.5倍，满足足“抗规”第3.4.3-1对扭转不规则的限限制。4）反应谱作用下基底剪力、弯矩和和结构总重（不含地下室）：：基底剪力Q0(kN)

基底弯矩M0(kNm)

总重Wt(kN)

标准层单位面积重度（kN/m2）

SATWEX向924796448459202010.7(不考虑活荷载折减)Y向101651025050ETABSX向945497874959361310.7(不考虑活荷载折减)Y向1057910508025）SATWE计算剪重比的结果：楼层号X向剪重比Y向剪重比楼层号X向剪重比Y向剪重比37F4.72%5.67%27F2.91%3.13%36F4.37%5.13%26F2.83%3.03%35F4.07%4.73%25F2.75%2.94%34F3.81%4.42%24F2.68%2.85%33F3.59%4.17%23F2.60%2.78%32F3.41%3.95%22F2.53%2.71%31F3.28%3.75%21F2.47%2.65%30F3.18%3.56%20F2.41%2.60%29F3.09%3.40%19F2.36%2.55%28F3.00%3.26%18F2.31%2.49%楼层号X向剪重比Y向剪重比楼层号X向剪重比Y向剪重比17F2.26%2.44%8F1.87%2.01%16F2.21%2.38%7F1.83%1.98%15F2.16%2.33%6F1.79%1.95%14F2.11%2.27%5F1.76%1.92%13F2.07%2.22%4F1.71%1.88%12F2.02%2.17%3F1.66%1.82%11F1.99%2.12%2F1.61%1.77%10F1.95%2.08%1F1.56%1.72%9F1.91%2.04%均满足抗震规范5.2.5条要求的X向楼层最小剪重比比=1.20%，Y向楼层最小剪重比比=1.37%的要求。6）层刚度比：各层侧向刚度均大大于相邻上一层侧侧向刚度的70%，并大于其上相相邻三层侧向刚度度平均值的80%，满足“抗规””第3.4.2条侧向刚度规则性性要求。7）风荷载作用下结构构顺风向和横风向向顶点最大加速度：X向(m/s2)

Y向(m/s2)

顺风向顶点最大加速度0.0920.210横风向顶点最大加速度0.2490.249结构顺风向和横风风向顶点最大加速速度均≤0.28m/s2（公共建筑），满足足“高钢规”第5.5.1条对结构舒适度的的要求。4、多遇地震（小震））下的弹性动力时时程分析小震下弹性动力时时程分析选用的地地震波见图12.11-a、b、c所示，其中Gdata.632、Gdata.630为两组本场地模拟的的人工地震波，TAFT2为Ⅱ类场地实际多遇地地震强震记录：弹性动力时程分析析的结果与地震反反应谱按CQC方法分析的结果比比较列于下列各图图中。由由图中的结构构层位移曲线、层层间位移曲线及层层剪力曲线可知，，地震反应谱分析析所得地震作用在在弹性阶段对结构构变形起控制作用用。而沿高度分布布的层剪力在不同同地震波作用下在在顶部有一定的差差异，故在施工图图设计中将取各地地震作用下层剪力力的最大值来验算算结构构件的强度度。弹性动力时程分析析与地震反应谱分分析的楼层位移曲线比较弹性动力时程分析析与地震反应谱分分析的层间位移曲线比较弹性动力时程分析析与地震反应谱分分析的层剪力曲线比较5、偶遇地震（中震））下的弹性反应谱谱分析及构件验算算本结构的主要抗侧侧力构件截面选择择均遵守“刚度控控制”原则，在常常遇地震组合下，，钢管混凝土柱和和钢支撑的允许应应力都有一定程度度的富余。为保证证结构安全性，设设计中根据安评报报告所提供的偶遇遇地震反应谱数据据，对结构进行了了偶遇地震（中震震）下的弹性反应应谱分析，水平地地震影响系数最大大值αmax为0.26，特征周期Tg为0.36秒，结构阻尼比仍为0.02。取荷载组合为重力荷载代表值+偶遇地震荷载，对偶遇地震组合合下各关键部位的的抗侧力构件（柱柱，支撑等）作了了承载力验算，现现列举部分验算结结果如下（验算时时考虑承载力抗震震调整系数γRE，对柱为0.75，对支撑为0.80）。1）柱底轴力最大大位置为底层（D）x（1/2））轴处圆钢管柱，轴轴力N为62812kN，其对应弯矩为3866kN·m，截面稳定应力比为为0.788。这一组合同时也也是该柱最大弯矩矩组合。2）未设支撑的（（3/4）轴柱底底层最大轴力为36003kN，对应弯矩为1570kN·m，截面稳定应力比为为0.333。3）外立面斜柱柱最大轴力为28380kN，对应弯矩为2815kN·m，截面稳定应力比为为0.303；4）加强层附加加外立面斜柱最大大弯矩为2440kN·m，对应轴力为17955kN，截面稳定应力比为为0.143。5）（1）、（（7）轴底层18m长跨层斜撑最大轴轴力8730kN，截面稳定应力比为为0.473。（1），（7））轴底层以上各层层支撑最大轴力为为15118kN，稳定应力比为0.673。6）Y向其余各榀支撑中中最大轴力为5007kN，稳定应力比为0.489。7）22层加强层桁架最大大轴力为5510kN，稳定应力比为0.872。综上所述，由于本工程结构构体系和构件的确确定实际为风荷载控制，在地震作用下的的反应较小。因此此经进一步验算，，结构各主要抗侧侧力构件（柱，支支撑等）在偶遇地地震作用下均仍处处于弹性阶段，本本结构的抗侧力构构件可达到“中震不坏”的抗震水平。七、结构计算结果果的分析与说明1、抗扭刚度的处理由于建筑平面交通通竖井位于建筑物物的一侧（“侧筒筒”），如抗侧构构件布置不当将产产生较大的扭转。。本工程通过结合合建筑的功能要求求，调整支撑的平平面分布位置，强化（D）轴和弱化（E）轴侧向刚度，使结构的刚度中中心与质量中心尽尽量保持一致，从从而有效地解决了了“侧筒”偏心引引起的扭转问题。。为进一步增强结结构的抗扭能力，，与建筑相配合在在（1）﹑（7））轴处设跨层交叉叉支撑，在提高结结构抗扭刚度的同同时提高Y向抗侧刚度。(E)(D)(1)(7)2、避免出现侧向刚度度薄弱层的措施由结构位移曲线可可知，局部楼层位位移的突变主要是是由层高的变化引引起的，如5层﹑37﹑38层层（8.2m）。为保持结构侧向刚刚度的规则性，避避免出现薄弱层，，设计中分别在37﹑38层采取取增设支撑的措施施，同时适当加强强了其上﹑下楼层层的楼板厚度，由由楼层位移曲线可可见，曲线光滑无无突变，上述加强强措施是有效的。。3、Y向变形的控制由结构层位移及层层间位移曲线可知知，本工程的侧向向变形、特别是Y向的变形属于弯剪剪型。风荷载的作作用在弹性阶段对对结构的变形起控控制作用。由于建建筑物长宽比及高高宽比较大，加上上屋面以上风帆造造型的屋顶构架结结构，其高度达34m且宽而薄的形状使使得Y向迎风面大，引起起相当大的风荷载载作用在整体结构构上，而Y向的抗侧刚度相对对薄弱。设计时利利用22层避难层层作为结构加强层，设置了5道Y向的伸臂桁架，由层间位移曲线线可看出加强层对对控制Y向层间位移的作用用明显。4、屋顶构架的分析处处理屋顶构架与主体结结构的高度之比为为34/162.9=1/4.8，其结构构层数有有6层，侧向向刚度（（尤其Y向）相对对主体小小很多。。据初算算，屋顶顶构架作为独立立体时的的基本自自振周期期Tu与主体建建筑的基基本自振振周期T1的关系为为Tu=0.6s<T1/3=1.74,根据《高高钢规》》JGJ99-98第4.2.6条，可在在整体计计算时将将主体建建筑的高高度延伸伸至屋顶顶构架的的顶部。。由整体计计算分析析可知，，该构架架对结构整整体的刚刚度、周周期影响响不大，可忽略略不计。。但作用于于构架Y向迎风面面的风荷荷载相当当大，导导致结构构的位移移大大增增加，屋屋顶构架架本身的的位移达达到1/300。同时，，由于构构架的造造型复杂杂，对其其体型系系数的取取值（计计算时取取1.3）和横风风向风振振的等效效风荷载载的确定定（见““荷载规规范”第第7.6.4条），规规范没有有确切的的参数，，亦无相相关资料料可循。。因此有有必要对对整个结结构作空气弹性性模型的的风洞试试验（拟采用用计算机机模拟风风洞试验验），以以便分析析找出屋屋顶构架架在风荷荷载作用用下的最最不利情情况（如如发生微微风共振振、强风风共振及及反复荷荷载下的的疲劳破破坏等）），保证证结构设设计的安安全性和和经济性性。由整体结结构空间间振型简简图可知知，高阶阶振型对对屋顶构构架的影影响颇大大，使其其地震反反应成倍倍数级增增加，即即简称的的“鞭稍效应应”。鉴于以上上两点，，拟考虑虑在屋顶顶构架Y向的某些些层间变变形较大大位置的的斜撑部部件中设设置“粘弹性消消能减震震装置”，以增增加结构构的附加加阻尼，，控制其其在风荷荷载和地地震作用用下的变变形及振振动，避避免发生生严重破破坏。消消能减震震装置的的数量和和分布，，需根据据进一步步弹塑性性分析的的结果而而确定，，另作专专题研究究。八、工程程结构设设计难点点专题分分析1、钢管混凝凝土柱强强度和稳稳定验算算根据钢管管混凝土土的特点点，最适适宜用作作轴心受受压和小小偏心构构件，其其轴向承承载力，，抗剪承承载力和和抗扭承承载力均均比空心心钢管有有较大提提高，但但抗弯承承载力则则提高较较少。本本结构以以钢管混凝凝土柱+钢支撑为抗侧力力构件，，在侧向向水平风风荷载和和地震作作用下，，钢管混混凝土柱柱将承受受弯距作作用。虽虽然本结结构的抗抗侧刚度度主要来来自支撑撑体系，，钢管柱柱所分担担的水平平剪力较较小，柱柱弯距也也较小，，绝大部部分柱均均为小偏偏心受压压，但其其仍处于于压，弯，，剪，扭扭的复杂杂应力状状态。《钢管混混凝土结结构设计计与施工工规程》》CECS28:90出版于1992年，在在此后的的十余年年间，对对钢管混混凝土柱柱的分析析研究又又有了长长足的进进步，上上述规程程已不能能完全反反映当前前的钢管管混凝土土柱设计计与研究究水平。。因此，，在本工工程的钢钢管混凝凝土柱设设计中，，除满足足《钢管管混凝土土结构设设计与施施工规程程》要求求外，另另行参考考了《钢－混混凝土组组合结构构设计规规程》DL/T5058-1999，作为本工工程计算算钢管混混凝土柱柱稳定系系数，复复杂应力力状态下下强度承承载力和和稳定承承载力的的主要依依据。1）钢管混凝凝土截面面承载力力计算本工程所所采用钢钢管混凝凝土柱截截面较大大，长细细比多在在10～～20之之间，稳稳定系数数接近于于1。本工程所所用各钢钢管混凝凝土柱截面承载载能力见下表。。截面直径D（mm）壁厚t（mm）

轴向承载力（kN）

抗弯承载力（kN*m）

抗剪承载力（kN）

抗扭承载力（kN*m）

1200267020014010211501049012002467930131401855097211200226562012270161208953120020632601139013850819110002854430995022590779370026302104256181003524本工程中中采用的的钢管混混凝土柱柱强度承载载力设计计公式：本工程中中采用的的钢管混混凝土柱柱稳定承载载力设计计公式：式中，N，T，，V，M——构件设计计内力βm——等效弯矩矩系数，，按钢结结构设计计规范规规定取值值N0，T0，V0，M0———构件截面面承载力力(1-0.4N/NE)———考虑挠度度对弯矩矩的附加加影响NE———欧拉临界界力φ——钢管混凝凝土柱稳稳定系数数2）弧形斜柱柱整体受受力分析析如前所述述，钢管管混凝土土柱最适适宜用作作轴心受受压和小小偏心受受压构件件，抗弯弯承载力力提高较较少。本本结构由由于建筑筑造型的的要求，，在主立立面采用用了由多多段斜柱柱组成的的弧形柱柱体系（（如图所所示）。。这种竖竖向结构构布置方方式在受受力上有有以下两个特点点：①在竖向荷荷载作用用下，在在柱的主主弯曲平平面内将将产生附加弯距距。②由于在竖竖向荷载载作用下下斜柱同同时发生生轴向变变形和弯弯曲变形形，加之之中部加加强层在在水平力力作用下下会带来来额外附附加轴力力，因此此其累积积P-delta效应将较其他他柱更为为明显。。轴力N主弯距M主剪力V图a、外立面斜斜柱布置置图b、在荷载作作用下斜斜柱的主主弯距图图针对以上上两个问问题，在在结构设设计中利利用ETABS软件的几几何非线线性分析析能力，，对斜柱柱的受力力变形情情况做了了专题分分析，具具体分析析结果如如下。对线性与与非线性性加载方方式计算算结果的的比较经初步分分析发现现，弹性性阶段在在1.0恒-1.4Y风这一荷荷载组合合下，斜斜柱受力力处于最最不利状状态，轴轴力偏心心矩最大大。因此此，在ETABS分析中，，采用两阶段加加载的方法，，先在结结构上施施加竖向向荷载，，使结构构产生第第一阶段段变形，，在此基基础上再再施加水水平风荷荷载，使使结构产产生第二二阶段变变形（图图c）。在此分分析过过程中中考虑虑了P-delta效应，，现将将其最最终结结果与与直接接将两两荷载载工况况相加加，且且不考考虑P-delta效应的的斜柱柱内力力比较较如下下表（（略））。第一阶阶段（（1.0恒恒）第第二二阶段段（-1.4Y风）图c、、两阶段段非线线性加加载示示意图图由比较较结果果可知知，非非线性性加载载所得得柱内内力均均比线线性加加载结结果略略大，，但二二者差差异多多在5％以以内，，个别别差异异较大大的比比值是是由于于舍入入误差差所至至。由此可可见斜斜钢管管混凝凝土柱柱具有有较大大的轴轴向刚刚度和和弯曲曲刚度度，非非线性性和P-delta效应的的影响响并不不明显显。但在在加强强层附附近的的斜柱柱内力力差异异较其其它层层略大大，在在设计计中应应予以以加强强。此外，，在竖竖向恒恒载（（第一一阶段段荷载载）作作用下下，线线性与与非线线性分分析所所得的的柱顶顶竖向向位移移极为为接近近，（（4）轴第第39层柱顶顶竖向向位移移均约约等于于36mm，也证明明斜柱柱具有有较大大的刚刚度。。在施施加第第二阶阶段荷荷载后后，（（4）轴第第39层柱顶顶水平平位移移线性性分析析结果果为296mm，而非线线性结结果为为318mm，两着相相差约约7.4％。但但这一差差异主主要是是由于于结构构的整整体弯弯曲效效应所所造成成的，在后后文中中将另另有专专题论论述。。◆斜柱非非线性性加载载状态态下受受力状状态由分析析可知知，虽虽然顶顶层和和加强强层斜斜柱偏偏心距距较大大，但但仍远远小于于圆钢钢管柱柱半径径，斜柱均均处于于小偏偏心受受压状状态，各层层斜柱柱稳定定应力力比均均有很很大富富余，，具有有足够够的安安全度度。2、跨层斜斜撑抗抗侧刚刚度分分析本工程程在最最外侧侧（1）、（（7）轴各各有一一榀跨跨越4层的““X”型支撑撑，这这两榀榀支撑撑对结结构的的抗侧侧和抗抗扭刚刚度均均有很很大贡贡献。。由于于其跨跨越多多层楼楼板，，在结结构设设计和和计算算中，，均采采用““梁过撑撑不过过”的方方式，，在支支撑与与楼层层梁相相交处处保持持楼层层梁贯贯通，，支撑撑断开开并将将其与与梁相相连节节点设设为铰铰接，，如下下图所所示。。这为反映映竖向向荷载载对结结构变变形的的影响响，在在分析析中采采用了了和前前述斜斜柱分分析中中相同同的分段非非线性性加载载方法法，荷载载工况况为1.0恒-1.0Y风。先先施加加第一一阶段段恒荷荷载，，在此此基础础上重重组刚刚度和和位移移矩阵阵，施施加第第二阶阶段负负Y向风荷荷载。。分析析过程程中考考虑了了P-delta效应，，将其其结果果与不不考虑虑P-delta效应，，在结结构上上直接接作用用风荷荷载的的线性性位移移结果果比较较（略略表））。由结果果可见见，扣扣除第第一阶阶段竖竖向荷荷载作作用下下的弯弯曲效效应影影响，，结构构非线线性分分析与与线性性分析析的位移结结果差差异均均在5％以以内，而这这一差差值同同在线线性分分析时时直接接开启启P-delta选项所所带来来的差差异基基本相相同。。因此此，跨跨层支支撑在在重力力荷载载下的的弯曲曲效应应对结结构刚刚度的的影响响基本本上可可忽略略不计计。跨跨层支支撑截截面达达到600x600x40，其轴向刚度度很大，对对楼层梁有有很强的拉拉结作用，，使得梁撑撑连接点的的挠度很小小，各段支支撑基本仍仍能保持在在一条直线线上，是造造成这一结结果的重要要原因。3、偏轴支撑附附加弯矩对对整体结构构的影响本工程由于于建筑使用用功能的要要求，在（（D）、（E）轴上的X向中心支撑撑和耗能支支撑中心线线与钢管柱柱中心线不不重合，形形成“偏轴支撑”，如图所所示，偏离离钢管柱轴轴线距离约约为250mm（小于支撑杆杆件宽度300mm），。因此X向支撑的轴轴力将在钢偏轴支撑分分布图（D）、（E）轴X向偏轴支撑撑立面图（（含地下室室）1）附加柱顶弯弯矩在整体体结构中的的耗散图a、提取单榀D轴构件计算算X向风荷载作作用图b、结构整体计计算X向风荷载作作用下下(D)x(1/2)轴处23~33层梁柱Y向弯矩图(D)x(1/2)轴处23~33层梁柱Y向弯矩图（放大比例例不同）（放大比例例相同）由上图可见见，按单榀榀框架计算算时，支撑撑偏轴前后后弯矩差异异很大；而而在整体空空间模型计计算时，支支撑偏轴前前后两模型型梁柱弯矩矩图型式基基本相同，，幅值也很很接近，以以第23层柱底为例例，偏轴前前弯矩为45kN*m，偏轴后弯矩矩为50kN*m。而第23层该节点X向支撑轴力力为778kN，若按250mm柱顶偏心距距计算，仅仅支撑造成成的柱顶附附加弯矩即即有194kN*m。实际弯矩远远小于手算算估计值，，说明整体体空间结构构对偏心弯弯矩有很强

此外，图b中的柱弯矩并未如图a那样逐层加大，说明在空间模型中，柱顶的附加弯矩并不会逐层累积。这一分析结论与以往计算梁柱偏心时附加弯矩的分布情况类似。比较中所提取的（D）x（1/2）轴处23~33层梁柱没有Y向支撑及其他抗侧力构件干扰，比较能够说明问题，经对（D）、（E）轴上各柱的逐一分析比较，其附加弯矩分布情况均与此类似。

2）不同节点类类型分析a)b)c)d)X向偏轴支撑撑的4种节点汇交交类型如上图所示示，在弹性性阶段，a类和b类节点支撑撑轴力的竖竖向分量相相互抵消，，柱顶附加加弯矩较小小。而d类节点两支支撑轴力竖竖向分量方方向相同，，柱顶附加加弯矩影响响最大。同同时，d类节点出现现于边跨的的E轴，结构的的整体耗散散能力也相相对较弱，，结合Y向的支撑分分布情况，，经比较，，未设支撑撑的Ex3/4轴处钢管柱柱在X向风荷载作作用下，Y向附加弯矩矩最大。其其Y向最大弯矩矩为100kN*m，而其中由于于支撑偏轴轴所造成的的柱顶附加加弯矩仅为为10kN，而该截面在在X向风荷载作作用下X向（即主方方向）弯矩矩为334kN*m。考虑到圆钢钢管的的截截面特性，，通过圆心心的轴线均均为惯性主主轴，即使使在最不利利情况下，，由偏轴支支撑造成的的附加弯矩矩也仅为截截面主弯矩矩的2％，不会对对结构受力力产生大的的影响。4、梁、支撑偏偏轴对柱的的影响根据“高钢规””第8.7.1条，在抗震震设防的结结构中，支支撑的重心心线应通过过梁柱轴线线的交点，，当有偏心心时，节点点设计应计计入偏心造造成的影响响。本工程程中，由于于建筑平面面的限制，，多数的梁梁和支撑（（在同一平平面）与柱柱中心有偏偏心的情况况。为了解解该种节5、第2层楼面开洞洞对结构侧侧向刚度的的影响本工程由于于建筑使用用功能的要要求，第2层楼板有较较大面积的的开洞，加之其层高较大大（第1，2，3，4，5层层高分别为5.5m，4.5m，4.5m，4.5m，4.15m），对结构的侧向刚刚度有一定程度度的削弱。为比比较准确地反映映这一区域的侧侧向刚度，在结结构设计中采用用了以下两种不不的方式来考虑虑2层对侧向刚度的的贡献。2层平面3层平面1）仍将2层视为一个结结构层看待，，此时各层侧侧移刚度见下下表。层号

X向侧移刚度（kN/m）

Y向侧移刚度（kN/m）

本层侧移刚度与上一层侧移刚度70%的比值或上三层平均侧移刚度80%的比值中之较小者

X向Y向2层392850095806002.252.833层249910048354001.691.914层200430036104005层178310030241006层176920028600002）由于2层楼板开洞面面积已接近50％，也可仅将将2层视为一个夹夹层，而将3层作为第2结构层（以下下简称2+3层），其层高为为5.5+4.5＝10m。此时2层由于为部分分框架柱提供供了中间支撑撑点，仍对2+3层的抗侧刚度度有贡献。按按合并后的2+3层计算各层侧侧移刚度见表表15.5-2（层侧移刚度度计算方式为为地震下层剪剪力/平均层间位移移）。综上所述，无论是否将将2层视为一个结结构层看待，，2、3层的侧向刚度度均大于或约约等于相邻上上一层侧向刚刚度的70％，及其上相相邻三个楼层层侧向刚度平平均值的70％，满足“抗规”3.4.2条侧向刚度规则则性要求。结结合楼层位移移曲线，层剪剪力曲线在该该部分光滑无无突变，以及及罕遇地震下下弹塑性分析析中结构支撑撑并未出现塑塑性铰，可认认为二层具有有足够的抗侧侧刚度。层号

X向侧移刚度（kN/m）

Y向侧移刚度（kN/m）

本层侧移刚度与上一层侧移刚度70%的比值或上三层平均侧移刚度80%的比值中之较小者

X向Y向2+3层147150032163000.991.274层200430036104005层178310030241006层176920028600006、逆作法施工中中地下连续墙墙附加环向压压力对地下一一层、地下三三层楼面的影影响本工程地下室室采用逆作法施工，施工过程中中地下一层、、地下三层楼楼面同时作为为周边地下连连续墙水平向向的支撑结构构。此二层楼楼面设计时除除验算正常的的使用及施工工时的竖向荷荷载工况之外外，还必须验验算地下连续墙附附加环向压力力的影响。1）计算模型计算程序采用用ETABS8.42，计算时仅考虑虑地下一、三三层，柱底部部按固端约束束考虑，地下下连续墙底部部仅考虑Z方向的约束（（见下图）。。板、墙分析时时都采用壳单单元，楼板单单元网格为1500×1500mm。计算模型示意意图（ETABS）2）各工况下结构构反应及相应应措施荷载工况考虑虑地下连续墙墙环向压力和和楼面竖向荷荷载。地下室连续墙墙环向压力作用用下楼层梁主要受受轴向压力；楼板应力以受受压为主，仅仅在部分柱周周边、洞口及及楼板边缘处处作用有一定定的拉应力，另外在洞口附附近有应力集集中现象。竖向荷载作用用下楼层梁板以受受弯为主，在在柱周边楼板板有应力集中中情况。相应措施对地下室周边边洞口处轴力力较大的梁，，为防止梁受受压失稳及洞洞口边缘楼板板应力过于集集中，在洞口口处布置临时支撑，临时支撑布布置成水平桁桁架形式，为为减少弱轴计计算长度，在在支撑中间布布置一道水平平拉梁。对洞口边缘、、柱周边等应应力集中处，，设计时考虑虑板内另布置置一些抗裂钢筋。九、结构设计计处理1、钢梁的分析与与节点设计本工程整体计计算时考虑梁梁板的组合作作用对刚度的的贡献，强度度验算时支座座部分按纯钢钢梁截面验算算，跨中部分分按组合梁验验算。塔楼楼面（C）～（D）之间的框架梁梁跨度在9.8～18.8m之间变化，尤尤其是13m以上跨度的框框架梁，其梁梁端的内力大大大超出了所所选定梁截面面的承载力限限值。为经济济合理的利用用钢材的强度度，设计时按按梁跨度和荷荷载确定钢梁梁截面，支座座部分根据弯弯矩和剪力反反算所需截面面，用以确定定梁支座部位位水平加腋、、竖向加腋及及加劲肋等加加强截面的尺尺寸，即将框框架梁做成变变截面梁，如如下图所示。。这种做法可可有效控制结结构的用钢量量，并保证了了建筑的净空空要求。梁端端截面作为柱柱节点的一部部分，在工厂厂一起加工后后运到施工现现场安装，再再与跨中标准准梁截面拼装装。框架梁端节点点大样示意图图2、屋顶构架的建建筑形式屋顶构架的迎迎风面建议建筑设计计做成格栅或或百叶的形式式，目的的是形成气流流的“通道””，可大大减减小作用在屋屋顶构架上的的风荷载，减减轻对整体结结构的影响提提高结构的安安全度。3、梁与圆管柱的的连接对直径大于800mm的柱采用内加强环的方式。内加加强环具有面面积小，节约约用钢量；加加强环中间开开大洞，周边边做透气孔，，不影响管内内混凝土的浇浇筑；加强环环隐藏于钢柱柱内，外观简简单漂亮。钢钢梁的翼缘端端部与钢柱上上所带的小牛牛腿翼缘相焊焊接，钢梁的的腹板通过高高强度螺栓与与小牛腿的腹腹板相连接。。对较小管径径的钢管，可可采用外加强强环的传统做做法，也可采采用下面讲的的加横隔板的的方法，来获获得较好外观观效果和较少少的钢材用量量。4、支撑与圆管柱柱的连接支撑与圆管柱柱的连接处必必是梁柱交接接处，支撑端端部截面放大大，将支撑下下边翼缘与梁梁通过加劲肋肋相连接，上上翼缘与柱相相交处，在柱柱上设置加强强环，这样可可有效传递支支撑轴力，且且避免支撑对对梁柱的偏心心。5、斜柱的连接斜柱在结构计计算上，按照照压弯构件进进行空间整体体建模和计算算，并在验算算结果上留有有一定余量。。斜柱采用插插入隔板的方方式实现，隔隔板既是斜柱柱转换的加劲劲肋，又是与与之相连拉横横梁加劲肋。。隔板中间开开大洞，周边边做透气孔，，保证混凝土土的浇筑。斜斜柱在工厂变变截面完成，，保证柱身的的焊接质量，，柱的工地拼拼接位置仍与与其它柱相同同，设在距梁梁顶1.2m左右的位置。。6、支撑的连接中心支撑两端以高强度度螺栓分别与与柱所带牛腿腿和梁（柱））所带牛腿相相连接，对偏心支撑，一端与柱所所带牛腿相连连接，另一