【文章內容簡介】 心1/1012 (22層)1/971 (18層)1/1019 (21層)1/1010 (19層)（1） 風荷載作用下層間位移與層高之比△U/h＜1/800，滿足“高規(guī)”；（2） 地震荷載作用下層間位移與層高之比△U/h＜1/800，滿足“抗規(guī)”；l 地震作用下樓層最大位移（層間位移）與平均位移（平均層間位移）的比值表3地震反應譜作用下最大層位移與平均層位移的比值（SATWE）地震反應譜作用下最大層間位移與平均層間位移的比值（SATWE）層號X向Y向層號X向Y向層號X向Y向層號X向Y向2914291428132813271227122611261125102510249249238238227227216216205205194519451841841731731621621515地震作用下，滿足“高規(guī)”；l 各層側移剛度與上一層側移剛度70%的比值或上三層平均側移剛度80%的比值中較小者表4層號1234455678910X向比值Y向比值層號1112131415161718192021X向比值Y向比值層號222324252627X向比值Y向比值各層側向剛度均大于相鄰上一層側向剛度的70%，并大于其上相鄰三層側向剛度平均值的80%，滿足“抗規(guī)”。l 反應譜作用下基底剪力、彎矩和結構總重（不含地下室）表5基底剪力Q0(kN)基底彎矩M0(kNm)總重Wt(kN)標準層單位面積重（kN/m2）剪重比Q0/WtSATWEX向11316594438420080%Y向10384592044%ETABSX向12091564966415970%Y向10689564517%X、Y方向剪重比均≥%，滿足“抗規(guī)”。l 風荷載作用下結構順風向和橫風向頂點最大加速度表6X向(m/s2)Y向(m/s2)順風向頂點最大加速度橫風向頂點最大加速度結構順風向和橫風向頂點最大加速度均≤，滿足“高規(guī)”。l 計算結果表明，結構周期及位移符合規(guī)范要求，剪重比適中，構件截面取值合理，結構體系選擇恰當。1結構計算結果的分析與說明l 本結構僅一側為迎海面，且周圍均為高層建筑，若按地面粗糙度劃分僅一側為A類粗糙，其余均為B類。中國荷載規(guī)范中對此類情況并無詳細說明，在此我們參照UBC中的條款規(guī)定：“計算作用在結構上的風力時，不考慮現場主導風的方向，取最危險地面粗糙度類別處的風向控制設計；亦不允許考慮相鄰建筑的遮蔽作用，因為鄰近建筑的通風筒效應或增大的紊流會使風速加大，且在建筑物的設計壽命內，相鄰的已有建筑可能拆除。”故將建筑物四面的地面粗糙度均取為A類，作偏于安全的考慮。l 本工程的結構體系采用了混凝土墻+鋼框架的體系，核心筒作為第1道抗震防線，為確保其有足夠的塑性變形能力，在施工圖階段要求所有連梁均按A類連梁配筋，且設置從兩側剪力墻貫穿連梁的X型鋼筋，以增強延性，提高能量吸收能力。此外，由于方鋼管柱的抗剪能力強，延性好，可滿足作為第2道抗震防線的要求。l 為協調核心筒和外圍框架間的位移，在結構頂層，軸處增設4片方鋼管支撐，截面為500X500X14,屈服承載力有意設計為僅滿足結構在彈性階段的受力要求。方鋼管內填充混凝土，以防止在支撐較大軸力下出現脆性失穩(wěn)破壞。在罕遇地震作用下，上述4道支撐率先進入屈服階段，以達到耗散能量的目的。l 由圖3結構層間位移曲線可知，第7層附近層間位移的突變主要是由層高的變化所引起，原建筑設計第7層為設備層，。第7層層高約為第6層的2倍，使第6層側向剛度小于第7層側向剛度的70％，成為薄弱層。為此，在結構設計中將第6層樓板下移400mm至梁下翼沿，而梁面標高不變，形成反梁。由表4可知，側向剛度比可滿足“抗規(guī)”，結構無薄弱層，這一點從圖2～圖5中結構層位移，層剪力及層彎矩曲線在該位置光滑無突變也可得到驗證。這種結構上的處理，一方面滿足了結構的設計要求，最合理直接地節(jié)約了造價，同時又加大了設備層凈空，便于施工操作及維修，且不影響下一層的使用空間要求，達到了建筑和結構的最佳結合。此外，設計中還將采取以下措施以確保結構安全:a. ，保證樓層抗剪儲備；b. 第7層樓面梁全部采用鋼骨混凝土梁，以保證樓板下移后與梁的可靠連接，并加大第7層樓板厚度為150mm，增強結構整體性；c. 第6層核心筒周邊剪力墻厚度為600mm，從第7層起減為500mm，以保證第6層抗側力結構的受剪承載力大于第7層。 圖2 結構樓層位移曲線 圖3 結構層間位移曲線 圖4 結構層剪力曲線 圖5 結構層彎矩曲線l 如圖6所示，第5層，軸處，為保證下部宴會廳大空間，設置了兩榀轉換桁架，以支撐上部框架柱，各構件截面及設計承載力見表7。圖6 轉換桁架結構簡圖表7構件類別支撐梁1梁2柱1柱2截面(方鋼管內填C50砼)500*800*30500*800*30500*800*30600*600*18700*700*18穩(wěn)定系數設計承載力(KN)2700029020290201939024030注：穩(wěn)定系數根據《矩形鋼管混凝土技術規(guī)程》在ETABS中將第5，6，7三層樓板劃分為1m*1m單元網格，進行整體有限元分析，鑒于軸和軸兩榀桁架受力情況相近，現將軸轉換桁架的計算結果列舉如下：a．彈性階段各構件設計內力見表8，均小于設計承載力。表8構件類別支撐梁1梁2柱1柱2設計內力(KN)1779714535116691773614795 a. 5層 b. 6層圖7 第5，6層樓板設計組合下最大拉應力包絡圖b. 如圖7所示，由于桁架下弦承受拉力，位于下弦梁附近的樓板共同分擔拉應力?？鄢龖袇^(qū)域，拉應力值約為20N/mm2。設計中已將5，6層樓板加厚為150mm，對靠近下弦梁的樓板在施工圖階段尚應按應力計算配筋量，以防開裂。另外在桁架與核心筒相交位置，在水平力作用下由于外圍框架與內筒之間的相對變形，樓板內也將出現拉應力，第6層尤為明顯。平均拉應力也在20N/mm2左右，施工圖階段也需按應力計算配筋量。c. 在核心筒與桁架相連位置，由于剛度突變將產生較為嚴重的應力集中，設計中采取在核心筒中預留鋼梁和鋼柱組成一層高的內藏鋼框架，桁架先將軸力傳給內藏鋼骨，再通過鋼骨向混凝土墻體中擴散，可有效解決應力集中問題。d. 作為主要豎向支撐結構，轉換支撐應在罕遇地震作用下保持承載能力。，考慮結構此時已進入塑性階段，各地震波作用下構件內力見表9（單位kN）：表9構件類別支撐梁1梁2柱1柱2地震下內力(KN)18992152211233919613970支撐在恒載工況下的最大內力為7562kN，在活載工況下的最大內力為3800kN，二者與支撐在罕遇地震作用下的最大軸力相加為30354kN，支撐在罕遇地震作用下仍具有足夠的安全儲備。