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6. 整体位移控制：风荷载作用下层间位移角限值 h/400，结构顶部位移 H/500；多遇地震作用下层间位移 角限值 h/300， （H 为自基础顶面至柱顶的总高度，h 为层高） 。 7. 整体稳定指标：当结构不满足抗震规范 3.6.3 条时，应计入重力二阶效应的影响[1]。 3.3 荷载取值 构件自重及楼板自重由程序自动计算，楼面附加恒载根据材料做法取值，楼面活载根据规范及设备重 量按照包络取值。50 年重现期基本雪压 0.45kN/m2（不起控制作用） 。 风荷载取值分别考虑了规范风荷载及风洞试验风荷载。结构整体性能计算时基本风压按 50 年重现期 的风压值 0.45kN/m2 采用；结构构件承载能力计算时基本风压按 1.1 倍 50 年重现期的风压值 0.495kN/m2 采用；舒适度验算按照 10 年一遇基本风压 0.30kN/m2 取值。 规范风荷载：地面粗糙度类别为 C 类。风荷载体型系数为 1.4，风压高度变化系数和风振系数按现行 荷载规范取值。 风洞试验风荷载： 该项目风洞试验由建研科技股份有限公司完成，模型比例为 1:300，地面粗糙度类 别为 C 类，测点数量 1127 个。风向角按 10 度间隔，共 36 个风向角（图 4 所示） 。风洞试验报告给出了 主塔 1 在 36 个风向下 50 年重现期的总等效静力，并总结了基底弯矩及基底剪力最大的 10 个不利工况。 本工程按照试验给出的 10 组工况对结构进行风荷载效应分析， 经比较， 对 X 向风荷载最不利风向角为 50° 风向角，对 Y 向风荷载最不利风向角为 0°风向角。
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某超限高层钢结构办公楼设计
王洁，董全利，朱勇军，周颖，成永平，王涛
（悉地（北京）国际建筑设计顾问有限公司，北京 100013）
摘 要：某超高层办公楼位于北京，高度为 200m，采用钢框架-中心支撑结构体系。本文从模态分析、风荷载作用效 应分析、小震反应谱作用效应分析、小震弹性时程分析及大震弹塑性时程分析等方面对结构性能进行了阐述。计算结 果表明，本结构抗侧刚度较好，结构体型规则，抗震性能良好。此外，纯钢结构体系的施工进度较快，可以缩短项目 施工工期，降低项目总成本。本文的结构设计、控制标准、荷载取值及主要分析方法可为相关工程提供参考。 关键词：超高层；钢结构；框架-支撑；抗震；设计
2014 年
建筑抗震设防分类：标准设防（丙类） 钢结构抗震等级：1~9 层框架柱：一级，其它构件：二级 地基基础设计等级：甲级
3.2 结构控制标准 本工程结构控制标准如下所示： 1. 周期比：T2/T1>0.85，Tt/T1<0.85。 2. 剪重比：8 度（0.20g）区，周期大于 5.0s 结构，不小于 0.024[1]。 3. 楼层刚度比：该层的侧向刚度大于相邻上一层的 70%，且大于其上相邻三个楼层平均值的 80%[2]。 4. 构件长细比：柱：一级：不大于60�235/fay；二级：不大于80�235/fay ； 中心支撑：按压杆设计，不大于120�235/fay 。 5. 板件宽厚比：框架梁、柱及中心支撑根据构件抗震等级按照抗震规范取值。
图 8 X 向风荷载作用下楼层剪力 图 9 Y 向风荷载作用下楼层剪力 图 6 X 向风荷载作用下层间位移角 图 7 Y 向风荷载作用下层间位移角
相差在 10%以上。构件设计按照规范及风洞试验结果取包络进行。
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4.3 小震反应谱作用效应分析 小震作用下楼层剪重比如图 10 所示。X 向及 Y 向结构最小剪重比均大于 0.024，满足设计要求。 X 向最大层间位移角发生在第 30 层，为 1/481，顶部位移值为 302.6mm，为 H/653（图 17） 。Y 向最 大层间位移角发生在第 30 层，为 1/378，顶部位移值为 360.1mm，为 H/549（图 18） ， 均 满足规范要求。 本塔楼体型规则，X 向最大扭转位移比发生在第 2 层，为 1.056， Y 向最大扭转位移比发生在第 1 层， 为 1.13， 均 小 于 1.2， 满足规范要求。 楼层刚度在层高变化处有较小突变， 设备层因层高较高， 楼 层刚度较弱，但仍满足规范对楼层刚度比的要求。 当结构在地震作用下的重力附加弯矩大于初始弯矩的 10% 时，应计入重力二阶效应的影响[1]。本塔楼重力附加弯矩与初始 弯矩的比值最大为 7.5%，小于 10%，因此可不必计入重力二阶 效应的影响。 根据超限审查意见， 本结构消能梁作为第一道防线， 考虑其
1 工程概况
本工程位于北京丽泽商务区，项目包含两栋超高层主塔 1、2（高度分别为 200m 和 180m）和两栋副 塔。两栋主塔通过设置于 6 至 8 层（约 25 米高度处）北侧的连接桥相连。四栋塔楼均为办公功能，两个 地块主副塔在±0.000 以上各设一道结构永久缝，±0.000 以下统一设四层（局部五层，含夹层）整体扩大地 下室。两栋超高层主塔均采用纯钢结构，副塔均采用钢筋混凝土框架筒体结构，基础采用天然地基筏板基 础。本文主要介绍主塔 1 的结构设计。 主塔 1 正负零以上总建筑面积为 87605 m2，主结构总层数为 43 层，结构主要楼板高度 190.65m，局部 突出停机坪结构高度 199.85m。结构标准层平面尺寸约 55.6×35.8m，标准层层高 4.2m，塔楼 1~9 层北侧带 一跨裙房，此范围层高在 4.8m~5.6m 之间，整栋塔楼设 3 道设备层，设备层层高为 5.6m，结构整体三维模 型如图 3 所示。
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其余楼层安评反应谱楼层剪力均小于规范反应谱楼层剪力。因此，地震力作用按照规范反应谱计算。
4 主要计算结果
本工程采用 ETABS 进行计算，并采用盈建科建筑结构设计软件 YJK 进行校核。结构整体指标按照刚 性楼板假定进行计算，构件承载力设计按照弹性楼板进行计算；框架梁、耗能梁、次梁和柱采用 Frame 单 元，楼板采用膜元，计算楼板竖向振动频率时采用壳元[3]；框架柱与框架梁刚接，次梁与主梁、柱铰接， 支撑两端铰接。框架梁刚度放大系数按照实际计算取值，且满足中梁不大于 2.0，边梁不大于 1.5。结构阻 尼比为 0.03（计算风荷载时取 0.02） 。两软件计算结果接近，以下未经说明均为 ETABS 计算结果。 4.1 模态分析 结构总质量为 104443.3t，按照建筑面积 87605m2 折算，单位面积质量约 1.2t/m2。结构前三振型分别 为 Y 向平动（T1=5.28s） 、X 向平动（T2=5.00s） 、扭转（T3t=3.65s） 。T3t/T1=0.69<0.85,T2/T1=0.95>0.85，满 足设计要求。 4.2 风荷载作用效应分析 风荷载作用下的层间 位移角及楼层位移如图 6、 图 7 所示。X 向规范层间 位移角及风洞层间位移角 相差不大， 在结构中下部， 风洞试验层间位移角略大 于规范层间位移角。规范 最大层间位移角发生在第 30 层，为 1/1454，风洞 最 大层间位移角发生在第 15 层，为 1/1311，均满足 规范要求。 X 向风荷载作用下顶部位移， 规范值为 112.5mm （H/1756） ， 风洞试验值为 114.5mm （H/1725） ， 满足规范要求。Y 向风洞试验层间位移角普遍大于规范层间位移角，最大层间位移角发生在第 30 层，规 范值为 1/701，风洞试验值为 1/568，均满足规范要求。Y 向风荷载作用下顶部位移，规范值为 222.9mm （H/886） ，风洞试验值为 269.7mm（H/732） ，满足规范要求。 X、Y 向规范及风洞试 验风 荷载作用 下的楼层剪 力分别如图 8、图 9 所示。 可以看出， 25 层及以下 X 向 按规 范计算所 得风荷载层 剪力 略小于按 风洞试验计 算所得层剪力，相差在 10% 以内；Y 向按规范计算所得 风荷 载层剪力 普遍小于按 风洞试验计算所得层剪力，
3 结构设计、控制标准及荷载取值
3.1 结构设计标准 本工程结构设计标准列于表 1。 表 1 结构设计标准
建筑结构安全等级：二级 结构重要性系数：γ0＝1.0 抗震设防烈度：8 度（0.20g） 结构耐久性：50 年 风荷载作用重现期：50 年 雪荷载重现期：50 年 2
第二十三届全国高层建筑结构学术会议论文 设计地震分组：第一组 场地土类别：Ⅱ类 建筑结构构件耐火等级：二级
图 4 风洞试验风向角示意图
图 5 安评反应谱与规范反应谱比较
本地区抗震设防烈度为 8 度，设计基本地震加速度值为 0.20g，设计地震分组为第一组，场地类别为 Ⅱ类， 特征周期为 0.35s。 阻尼 比 ζ 取值为 0.03[1]。 阻尼比 0.03 时， 小震规范和安评反应谱曲线如图 5 所示， 结构的平动主周期处于两条曲线的下降段， 在该处ቤተ መጻሕፍቲ ባይዱ评谱数值低于规范谱约 25%， 但在结构的高阶振型处， 安评谱数值大于规范谱。 经计 算 ， 除了 41 层至 45 层安评反应谱楼层剪力与规范反应谱楼层剪力接近之外，
（a）平面图 图 1 标准层结构布置图
作者简介：王洁（1982-） ，女，硕士，工程师
（b）三维图
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（a）1-1 剖面
（b）2-2 剖面 （c）3-3 剖面 图 2 结构典型剖面图
（d）4-4 剖面 图 3 结构整体三维模型
主塔 1±0.000m 以上柱采用箱型截面，为提高结构刚度，在 16 层以下外框柱及 9 层以下内筒主框架柱 内 灌 混凝 土 ，按 照 钢管混 凝 土柱 进 行结 构 设计。 外 框柱 截 面由 底 部 □1200x1200x40x40(Q390GJC) 、 □1100x1300x40x40(Q390GJC) 逐 渐 变 至 顶 部 □700x700x25x25(Q345C) ； 内 筒 主 框 架 柱 截 面 由 底 部 □1000x1200x45x45(Q390GJC)、□1100x1100x40x40(Q390GJC)逐渐变至顶部□700x700x25x25(Q345C)；内筒 小柱截面由底部□800x800x40x40(Q390GJC)逐渐变至顶部□500x500x20x20(Q345C)。内筒钢结构柱向下延 伸至 B2 层底板，在 B2 层底板以下转换为型钢混凝土柱；外筒钢结构在±0.000 以下插入混凝土柱，在 B2 层底板以下转换为型钢混凝土柱。 主塔 1±0.000m 以上钢支撑采用箱型截面，由底部□550x550x30x30 逐渐变至顶部□250x250x14x14，支 撑材质为 Q345C。支撑向下延伸至 B2 层底板，在 B2 层底板以下转换为剪力墙，支撑推力由 B2 层底板设 置的钢梁承担。 主塔 1±0.000m 以上楼面框架梁采用 H 型钢截面，局部抗扭构件采用箱型梁截面；消能梁采用 H 型钢 截面；次梁采用 H 型钢截面，按照组合梁进行结构设计。首层及 B1 层梁，在主塔范围内采用钢梁，主塔 范围以外采用钢筋混凝土梁。框架梁及耗能梁钢材材质为 Q345C，次梁钢材材质为 Q345B。 主塔 1 楼板在±0.000m 以上采用钢筋桁架楼承板，板厚一般为 120mm，设备层及屋面板厚 150mm， 首层及 B1 层采用现浇钢筋混凝土楼板，首层板厚为 180mm，B1 层板厚为 120mm。 结构理论总用钢量（未扣除节点区重叠部分，未考虑节点区加劲构造）约 14362t，单位理论用钢量约 164kg/m2。 主塔 1 不规则项仅存在一项楼板不连续超限。 但是主塔 1 结构体系为框架-中心支撑结构， 高度超 180m 限值，为超 A 级高度建筑。因此进行了超限高层建筑工程抗震设防专项审查。
2 结构体系
主塔 1 采用钢框架—中心支撑结构体系。 框架柱沿结构外框及内筒布置， 外框周圈布置 18 根框架柱， 内筒布置 8 根主框架柱及 20 根小柱。支撑主要布置在结构内筒，纵向设 2 榀，横向设 4 榀。为了提高结 构的抗震性能，在结构内筒纵横向分别设置了消能梁。由于内筒两方向高宽比差别较大，为增强结构横向 抗侧刚度，在外框筒横向中间两跨跨层设置钢支撑，使结构两方向抗侧刚度相近。结构标准层布置如图 1 所示。图 2 为结构典型剖面图。