楼层值周总结篇1
1.1 名词释义：
（1） 位移比：即楼层竖向构件的最大水平位移与平均水平位移的比值。
（2) 层间位移比：即楼层竖向构件的最大层间位移角与平均层间位移角的比值。
其中：
最大水平位移：墙顶、柱顶节点的最大水平位移。
平均水平位移：墙顶、柱顶节点的最大水平位移与最小水平位移之和除2。
层间位移角：墙、柱层间位移与层高的比值。
最大层间位移角：墙、柱层间位移角的最大值。
平均层间位移角：墙、柱层间位移角的最大值与最小值之和除2。
1.2 相关规范条文的控制：
[抗规]3.4.2条规定，建筑及其抗侧力结构的平面布置宜规则,对称,并应具有良好的整体性,当存在结构平面扭转不规则时,楼层的最大弹性水平位移(或层间位移),不宜大于该楼层两端弹性水平位移(或层间位移)平均值的1.2倍。
[高规]4.3.5条规定，楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移，A、B级高度高层建筑均不宜大于该楼层平均值的1.2倍；且A级高度高层建筑不应大于该楼层平均值的1.5倍，B级高度高层建筑、混合结构高层建筑及复杂高层建筑，不应大于该楼层平均值的1.4倍。
[高规]4.6.3条规定，高度不大于150m的高层建筑，其楼层层间最大位移与层间之比（即最大层间位移角）Δu/h应满足以下要求：
结构休系 Δu/h限值
框架 1/550
框架-剪力墙，框架-核心筒 1/800
筒中筒，剪力墙 1/1000
框支层 1/1000
1.3 电算结果的判别与调整要点:
PKPM软件中的SATWE程序对每一楼层计算并输出最大水平位移、最大层间位移角、平均水平位移、平均层间位移角及相应的比值，详位移输出文件WDISP.OUT。但对于计算结果的判读,应注意以下几点：
（1）若位移比（层间位移比）超过1.2，则需要在总信息参数设置中考虑双向地震作用;
（2）验算位移比需要考虑偶然偏心作用，验算层间位移角则不需要考虑偶然偏心
（3）验算位移比应选择强制刚性楼板假定，但当凸凹不规则或楼板局部不连续时，应采用符合楼板平面内实际刚度变化的计算模型，当平面不对称时尚应计及扭转影响
（4）最大层间位移、位移比是在刚性楼板假设下的控制参数。构件设计与位移信息不是在同一条件下的结果（即构件设计可以采用弹性楼板计算，而位移计算必须在刚性楼板假设下获得），故可先采用刚性楼板算出位移，而后采用弹性楼板进行构件分析。
（5）因为高层建筑在水平力作用下,几乎都会产生扭转,故楼层最大位移一般都发生在结构单元的边角部位
2. 周期比：
2.1 名词释义：
周期比即结构扭转为主的第一自振周期（也称第一扭振周期）Tt与平动为主的第一自振周期（也称第一侧振周期）T1的比值。周期比主要控制结构扭转效应，减小扭转对结构产生的不利影响，使结构的抗扭刚度不能太弱。因为当两者接近时,由于振动藕连的影响,结构的扭转效应将明显增大。
2.2 相关规范条文的控制：
[高规]4.3.5条规定，结构扭转为主的第一自振周期Tt与平动为主的第一自振周期T1之比（即周期比），A级高度高层建筑不应大于0.9；B级高度高层建筑、混合结构高层建筑及复杂高层建筑不应大于0.85。
[高规]5.1.13条规定，高层建筑结构计算振型数不应小于9,抗震计算时,宜考虑平扭藕连计算结构的扭转效应,振型数不小于15,对于多塔楼结构的振型数不应小于塔楼数的9倍,且计算振型数应使振型参与质量不小于总质量的90%。
2.3 电算结果的判别与调整要点:
计算结果详周期、地震力与振型输出文件。因SATWE电算结果中并未直接给出周期比,故对于通常的规则单塔楼结构，需人工按如下步骤验算周期比:
（1）根据各振型的两个平动系数和一个扭转系数(三者之和等于1)判别各振型分别是扭转为主的振型（也称扭振振型）还是平动为主的振型（也称侧振振型）。
（2）周期最长的扭振振型对应的就是第一扭振周期Tt，周期最长的侧振振型对应的就是第一侧振周期T1；
（3）计算Tt / T1，看是否超过0.9(0.85)。
对于多塔结构周期比，不能直接按上面的方法验算，这时应该将多塔结构分成多个单塔，按多个结构分别计算、分别验算(注意不是在同一结构中定义多塔，而是按塔分成多个结构)。
3.刚度比
3.1 名词释义：
刚度比指结构竖向不同楼层的侧向刚度的比值（也称层刚度比），该值主要为了控制高层结构的竖向规则性，以免竖向刚度突变，形成薄弱层。对于地下室结构顶板能否作为嵌固端，转换层上、下结构刚度能否满足要求，及薄弱层的判断，均以层刚度比作为依据。[抗规]与[高规]提供有三种方法计算层刚度，即剪切刚度（Ki=GiAi/hi）、剪弯刚度（Ki=Vi/Δi）、地震剪力与地震层间位移的比值（Ki=Qi/Δui）。
3.2 相关规范条文的控制：[抗规]附录E2.1规定，筒体结构转换层上下层的侧向刚度比不宜大于2；
[高规]4.4.2条规定，抗震设计的高层建筑结构，其楼层侧向刚度不宜小于相临上部楼层侧向刚度的70%或其上相临三层侧向刚度平均值的80%；
[高规]5.3.7条规定，高层建筑结构计算中，当地下室的顶板作为上部结构嵌固端时，地下室结构的楼层侧向刚度不应小于相邻上部结构楼层侧向刚度的2倍；
3.3 电算结果的判别与调整要点:
（1）规范对结构层刚度比和位移比的控制一样，也要求在刚性楼板假定条件下计算。对于有弹性板或板厚为零的工程，应计算两次，在刚性楼板假定条件下计算层刚度比并找出薄弱层，然后在真实条件下完成其它结构计算。
（2）层刚比计算及薄弱层地震剪力放大系数的结果详建筑结构的总信息WMASS.OUT。一般来说，结构的抗侧刚度应该是沿高度均匀或沿高度逐渐减少，但对于框支层或抽空墙柱的中间楼层通常表现为薄弱层，由于薄弱层容易遭受严重震害，故程序根据刚度比的计算结果或层间剪力的大小自动判定薄弱层，并乘以放大系数，以保证结构安全。当然，薄弱层也可在调整信息中通过人工强制指定。
4.小结
高层建筑结构应该注重概念设计，重视结构的选型和平面、立面布置的规则性，在抗震设计时，应保证结构的整体抗震性能，控制好结构的位移比、周期比、刚度比以及剪重比轴压比等相关参数，使整体结构具有必要的承载能力、刚度和延性。■
参考文献
楼层值周总结篇2
现浇混凝土空心楼盖是相对于普通楼盖结构来说的，它是一种在楼板中布置一定数量的箱体、块体来代替部分混凝土而做成的无梁楼盖结构[1]，它的特点是自重小；没有凸出底板的主次梁节约建筑高度、结构整体刚度小；结构的地震作用力相对较小；空心板具有保温隔热等优点，尤其适用于现在要求的大柱网、大开间的商业、办公建筑中。近几年在国家逐步的推广下，相应的规范标准逐步实施，带动了空心结构在工程中的应用。文章首先建立两种楼盖结构：梁板式楼盖模型和空心楼盖模型，采用SAP2000有限元结构分析软件[2]，来比较这两种结构在水平地震力作用下结构层间的位移和梁柱的内力（弯矩）及在水平地震力作用下前六阶振型周期、主振型特征（前三振型）等。
1 模态分析
1.1 模型数据
首先建立结构模型的坐标系：采用三维坐标系，X轴、Y轴、Z轴分别对应模型横向、模型纵向和竖直方向。根据重力荷载代表值相等的原则建立两种结构的数据如下：两种不同模型层高均为3.6 m，七层模型，总高度25.2 m，无地下室；结构横向边跨跨度为9 m，横向中间跨的跨度为2.7 m，结构纵向跨度均为 9 m；柱子截面尺寸上下一致，均为600高，600宽，两种结构四周均设边梁，截面尺寸统一为400宽，700高；空心楼盖结构中间梁截面尺寸为宽600 mm，高350 mm，上下板厚各为50 mm，板间肋梁截面尺寸为150 mm×350 mm，楼盖总厚度为350 mm；普通楼盖结构中间主梁截面尺寸为宽400 mm，高700 mm，次梁的截面尺寸宽为300 mm，高600 mm，板的厚度为120 mm。
1.2 模态分析结果
两种模型的前6阶振型周期，见表1。
对比数据可以看出：
①自振周期。对比前6阶振型自振周期特点可以看出，空心楼盖结构的振型周期与普通楼盖结构的比值分别是1.11倍、1.1倍、1.04倍、1.11倍、1.14倍、1.05倍，差别较大的振型周期分别是第二和第五振型。
②振型特性。对比模型的前三阶振型特性，空心楼盖结构第一振型是平动振型（Y方向），因为模型质量参与系数Ux+Uy >Rz，且Uy>Ux；第二振型为平动振型（X方向），因为模型质量参与系数Ux+Uy>Rz，且Ux>Uy；第三振型为扭转振型（绕Z轴），因为模型质量参与系数Rz>Ux+Uy。同理，可以看出普通楼盖结构前三阶振型的振型特性与空心楼盖模型相同，即第一振型是平动振型（Y方向），第二振型为平动振型（X方向），第三振型为扭转振型（绕Z轴）。说明两种楼盖结构的振型特性具有一致性。
2 反应谱分析
2.1 地震参数与荷载
①地震作用参数。取郑州本地的抗震设防参数，7度（0.15 g）；第二组；Ⅱ类场地；特征周期设定为Tg=0.40 s。
②荷载取值[3]。两种结构主要房间楼面活荷载标准值按规范取2.0 kN/m2（一般楼面荷载）；结构本身的梁板柱自重均考虑在内，以及在主梁上加砌块填充墙的荷载，其重度取5.5 kN/m3；，走廊过道以及楼梯间活荷载标准值按规范取3.5 kN/m2 ；风荷载及竖向地震作用的影响本文暂不考虑。
2.2 模型层间的位移及层间剪力
2.2.1 模型层间的位移
普通结构、空心结构1～7层的层间位移角分别如下：6.1、9.2、8.9、8.3、6.1、5.3、3.9；7.1、11.3、10.5、9.9、8.1、6.3、4.2（单位：10-4）。
对比数据可以看出，两种楼盖模型在地震作用下的各个楼层的层间位移角的变化规律基本相同，楼层最大的层间位移出现的位置相同，都在第二层，层间位移角从二层开始变小；但从数值上看空心楼盖结构的位移较大，这说明两种结构的刚度相比，普通楼盖的大。原因是空心楼盖用空心厚板代替了梁，空心板内存在大量的空格，板内部只有肋梁，造成空心板的空间刚度较小，进而使整个空心结构的刚度变小。
2.2.2 结构层间剪力
普通结构、空心结构1～7层的层间剪力分别如下：2 107、 1 980、1 850、1 647、1 480、1 230、610；2 150、1 945、1 801、1 621、 1 498、1 310、645（单位：kN）。
对比数据看出，两种楼盖模型层间剪力基本相同，且变化规律都是逐层减小，底层的层间剪力最大，而顶层的层间剪力最小。
2.3 地震作用内力
结构的内力主要包括弯矩、剪力和轴力，但在此只取弯矩进行分析。
2.3.1 框架柱弯矩
普通结构、空心结构1～7层的柱弯矩分别如下：244、128、118、111、105、95、52；248、110、98、87、80、65、49（单位：kN・m）。
2.3.2 结构框架梁的弯矩
普通结构、空心结构1～7层的梁弯矩分别如下：45、50、51、49、45、40、37；93、97、85、79、65、42、30（单位：kN・m）。
从以上数据可以看出，在水平地震力作用下两者的弯矩值不相同，值相差较大，可以看出两结构的内力分配规律不完全相同，但在地震作用下其总体表现规律具有一致性，就是结构内跨梁柱的内力（弯矩）比结构边跨梁柱内力（弯矩）大。
3 结 语
①两种楼盖结构的不同对结构的振型特性无明显的影响，即第一振型、第二振型均为平动振型，第三振型为扭转振型。但空心板内存在大量的空格，板内部只有肋梁，使普通楼盖结构的整体刚度比空心楼盖的刚度大，在同等的水平地震力作用下，空心楼盖结构的变形、层间位移与普通楼盖相比都较大，这就要求高层空心楼盖设计时，空心楼盖的抗侧刚度要提高。
②在水平地震力作用下两者的弯矩值不相同，值相差较大，可以看出两结构的内力分配规律不完全相同，但在地震作用下其总体表现规律具有一致性，就是结构内跨梁柱的内力（弯矩）比结构边跨梁柱内力（弯矩）大。
参考文献：
楼层值周总结篇3
Abstract: at present a lot of tall buildings based on business needs, beautiful and functional needs, the main building are affiliated to the podium, the current national standard of reinforced concrete high-rise structure connected to the main building and the podium on the seismic fortification also have mandatory requirements specification, as for the podium level rise on the dynamic characteristics of the main structure of the internal force characteristics, and what is the effect of torsion properties, scholars and experts at home and abroad in this research are few and far between, in this paper,zhuo-yue building concrete engineering instance as the research object, using the finite element software SATWE modeling analysis, by changing the affiliate podium level, structure model and engineering example, this paper compares and analyzes the dynamic characteristics of frame - shear wall structure, the structural internal force, structure deformation and the impact on the whole structural seismic performance.
Key words: high-rise buildings; Podium level; Seismic performance; The finite element analysis
1、工程概况
卓越大厦含四层地下室，三层附属裙房及高层办公楼，主体为框架-剪力墙结构。设计使用年限为50年；抗震设防烈度为6度，抗震设防类别为丙类），设计地震基本加速度值为0.05g,设计特征周期为0.3s， 混凝土框架抗震等级为三级，剪力墙抗震等级为三级，商业裙房抗震等级为三级，周期折减系数为0.85。
图1-1 卓越大厦效果图图1-2 卓越大厦结构三维模型
下图为卓越大厦结构平面图，其中图1-3为一、二、三层结构平面图（图中阴影部分为主楼，其余部分为裙房）；如图1-4为标准层结构平面图
图1-3 一、二、三层结构平面图图图1-4 标准层结构平面图
2、模型的选取
本章对卓越大厦建立四个模型如下，四个模型主楼总层数及总高度均不变，各个模型设计参数均与原设计相同。
模型A1：主楼附属一层裙房，裙房总高度6.3米；
模型A3：主楼附属三层裙房，裙房总高度16.2米；
模型A5：主楼附属五层裙房，裙房总高度24.0米；
模型A6:主楼附属六层裙房，裙房总高度27.9米。
3、模态分析
3.1 自振周期
模型前六阶自振周期[1]如下表所示：
表3.1结构自振周期(s)
振型 SATWE
A1 A3 A5 A6
1 3.2217 3.2578 3.3596 3.3637
2 2.8638 2.8881 2.9850 2.9923
3 2.4878 2.5403 2.7711 2.7969
4 0.9133 0.9235 0.9670 0.9884
5 0.7911 0.8224 0.8951 0.9208
6 0.6427 0.6505 0.6899 0.7204
从数据结果看出：随着附属裙房的升高，结构的自振周期逐渐增大，这是因为随着裙房高度的升高，结构的扭转效应增大，所以结构的自振周期有所略微增大。
模型A1周期比[2]Tt/T1为0.7722，A3的Tt/ T1为0.7797，A5的Tt/ T1为0.7950，A6的Tt/ T1为0.8315，符合规范要求；从数值上看出：随着裙房高度的增加，结构周期比逐渐增大，第一平动周期逐步向第一扭转周期靠拢，再次说明结构扭转效应和侧移效应逐渐增大，而且A5、A6模型自振周期数值要较A1、A3模型变化幅度较大，笔者认为，裙房高度升高，导致结构刚度上下不一致，在两个方向上的抗侧刚度也不同，改变了结构整体的扭转效应[3]。
3.2反应谱分析
图3-1和图3-2是模型在地震作用下两个方向上的位移反应曲线、层间位移角曲线。
图3-1 楼层位移反应曲线
由图3-1可知，不管是X方向还是Y方向，楼层位移均随着裙房高度的升高而逐渐减少，说明结构抗侧刚度逐渐增大；对四个模型位移曲线比较还可以看出，从A3到A5再到A6曲线虽然有所增大，但是变化趋势微乎其微，说明随着裙房的高度逐渐升高，对结构整移变化越来越小，而且曲线比较平滑，说明没有产生明显的薄弱环节，而从A1到A3曲线变化幅度较大，说明主楼的附属裙房高度底部几层升高时，对结构楼层位移影响较大。
图3-2 层间位移角反应曲线
从图3-2四个模型的走向趋势看出，随着裙房高度的升高，曲线整体显现抛物线形状，结构最大层间位移角先递增，达到中间某一楼层最大值之后又开始递减；从数据比较可以看出，随着裙房高度的升高，结构的层间位移逐渐减少，这是因为结构整体抗侧刚度逐渐增大。另外程序分析结果还可以发现，两个方向上的层间位移角曲线走势极为一致，但X向的刚度依然大于Y向的，所以模型的X向层间位移角均小于Y向。
图3-3 结构水平地震力作用曲线
图3-3是各模型所受水平地震作用力曲线。可以看出，四个模型各层的地震力作用曲线变化趋势大体一致；其中在X向和Y向都呈现出局部有突变的情况，四个模型地震力均随着裙房高度的升高逐渐增大，说明结构的抗侧刚度逐渐增大，结构更稳定。
图3-4是在X向和Y向地震作用下模型的楼层剪力曲线。
图3-4 结构楼层剪力曲线
观察结构楼层剪力曲线的分析结果，模型A6的结果均为最大值，随着裙房高度的降低结构的楼层剪力逐渐减小；对比四个模型的数据可以得出，模型A3、A5、A6的数值差别极小，说明随着主楼附属裙房高度的升高，对结构整体刚度的影响很小，对结构的整体性影响也可以忽略不计，只需要合理布置楼层的结构平面，使其质量分布均匀，以减小扭转影响[4]。
4、结论
通过改变裙房高度建立四个结构模型形成对比，分析了各模型在地震作用下的动力特性和地震响应的变化规律，主要结论如下：
（1）随着裙房高度的升高，结构自振周期呈现出递增趋势，周期比Tt/ T1也在增加，结构整体刚度增大。
（2）随着裙房高度的升高， 结构的层间位移和层间位移角均在减少，当裙房为一层时降低了结构在该处的抗侧刚度而产生了薄弱层，使框架剪力墙结构丧失整体性，对结构抗震带来不利影响。
（3）裙房高度升高导致楼层刚度分配不均，地震作用力突变更加明显，数值更大，对结构更不利。
（4）结构的楼层剪力随着裙房高度的升高而升高，且在结构竖向方向上刚度产生突变，在抗震设计时要保证结构刚度在竖向方向上分布均匀，避免薄弱层的产生。
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
楼层值周总结篇4
1 工程概况
本工程为秦皇岛海滨龙腾大饭店住宅部分，建设地点位于秦皇岛市原秦皇岛宾馆内，东临闻涛路，南面是滨海公园，总建筑面积为83178m2。地下一层，地上为3个塔楼，每个塔楼均为34层，每个塔均为99.05m。抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.1g，设计地震分组为第二组，设计特征周期为0.4s，水平地震影响系数最大值为0.08，场地类别为II类。
本工程抗震设防类别为丙类，属A级高度高层钢筋混凝土建筑结构。结构设计使用年限为50年，结构安全等级为二级，地面粗糙度为A类，基本风压按100年一遇取值W0=0.5KN/m2，风荷载体形系数为1.4。地基基础设计等级为甲级，地下室人防部分防水等级为一级，地下室非人防部分为二级。
根据建筑物的平面形状及功能要求，由于B、C两个塔间距太近，而A塔与其相距较远，故本工程采用了一道抗震缝将建筑物从地下室顶板面将B、C两个塔分开，缝宽均满足规范要求。地下室作为三幢单体的嵌固层，这样三幢单体可以独立计算地震作用而不需作为复杂高层大底盘多塔楼模型考虑。三个塔层高及总高度均相同。
2 规则性分析
本工程为剪力墙结构，地下室顶板及其标准层结构平面布置图如图一、图二、图三、图四、图五所示。由图示可以看出该结构每个塔平面布置均近似为Y型，根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-210) 3.4.3可初步判定该结构为平面不规则结构。该结构每个塔在竖向层高及其平面布置基本相同，没有大的收进和外挑，故根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 3.5.5可初步判定该结构为竖向规则结构。
图一地下室顶板结构平面布置图
图二A塔标准层结构平面布置图
图三B塔标准层结构平面布置图
图四C塔偶数层标准层结构平面布置图
图五C塔奇数层标准层结构平面布置图
3 结构分析及主要结果
结构整体计算采用中国建筑科学研究院开发的多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件SATWE（墙元模型）高层结构分析软件进行，计算时均考虑偶然偏心，地震作用下的扭转影响。周期折减系数为0.9，结构的阻尼比为0.05。结构位移及周期的控制采用每个单塔在刚性楼板假设下计算，内力计算及配筋采用合塔在弹性楼板6的假设下计算。
主要计算结果如下。
1、周期
A塔以扭转为主的第一自振周期Tt（T3）与以平动为主的第一周期之比为：
X向：，Y向：，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 3.4.5条。说明结构已经具有足够的抗扭刚度。
B塔以扭转为主的第一自振周期Tt（T3）与以平动为主的第一周期之比为：
X向：，Y向：，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 3.4.5条。说明结构已经具有足够的抗扭刚度。
C塔以扭转为主的第一自振周期Tt（T3）与以平动为主的第一周期之比为：
X向：，Y向：，满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 3.4.5条。说明结构已经具有足够的抗扭刚度。
2、基底剪力
A塔活荷载产生的总质量（t）：6613.252t，恒荷载产生的总质量（t）：82477.719t，结构的总质量（t）：89090.969t。
X 方向的有效质量系数：94.23%，Y 方向的有效质量系数：95.60%。满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010)5.1.13条，说明振型数已经选够。X方向最大基底剪力出现在第二振型，为5749.54KN，Y方向最大基底剪力出现在第一振型，为5621.31KN。该塔剪重比地下室～第8层均不满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 4.3.2条,，程序已对其进行调整。
X向刚重比 EJd/GH**2= 2.34， Y向刚重比 EJd/GH**2= 1.60，该结构刚重比EJd/GH**2大于1.4,能够通过高规(5.4.4)的整体稳定验算。结构刚重比EJd/GH**2小于2.7,应该考虑重力二阶效应。
B活荷载产生的总质量（t）：5954.998t，恒荷载产生的总质量（t）：74691.484t，结构的总质量（t）：80646.484t。
X 方向的有效质量系数：94.73%，Y 方向的有效质量系数：95.73%。满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010)5.1.13条，说明振型数已经选够。X方向最大基底剪力出现在第二振型，为4675.54KN，Y方向最大基底剪力出现在第一振型，为4674.93KN。该塔剪重比地下室～第7层均不满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 4.3.2条,，程序已对其进行调整。
X向刚重比 EJd/GH**2= 2.08，Y向刚重比 EJd/GH**2= 1.41，该结构刚重比EJd/GH**2大于1.4,能够通过高规(5.4.4)的整体稳定。该结构刚重比EJd/GH**2小于2.7,应该考虑重力二阶效应。
C活荷载产生的总质量（t）：5298.033t，恒荷载产生的总质量（t）：5298.033t，结构的总质量（t）：73064.070t。
X 方向的有效质量系数：95.01%，Y 方向的有效质量系数：94.58%。满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010)5.1.13条，说明振型数已经选够。X方向最大基底剪力出现在第二振型，为3683.53KN，Y方向最大基底剪力出现在第一振型，为3590.35KN。该塔剪重比地下室～第8层均不满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010) 4.3.2条,，程序已对其进行调整。
X向刚重比 EJd/GH**2= 2.08，Y向刚重比 EJd/GH**2= 1.41，该结构刚重比EJd/GH**2大于1.4,能够通过高规(5.4.4)的整体稳定。该结构刚重比EJd/GH**2小于2.7,应该考虑重力二阶效应。X向刚重比 EJd/GH**2= 1.89，Y向刚重比 EJd/GH**2= 1.68，该结构刚重比EJd/GH**2大于1.4,能够通过高规(5.4.4)的整体稳定验算。该结构刚重比EJd/GH**2小于2.7,应该考虑重力二阶效应。
3、位移
位移比计算结果满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010)3.4.5条，在考虑偶然偏心影响的地震作用下，A塔X向楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移比为1.36，不大于该楼层平均值的1.5倍。Y向楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移比为1.13，不大于该楼层平均值的1.2倍。在地震作用下X向楼层层间最大位移比为1/1053，Y向楼层层间最大位移比为1/1002。B塔X向楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移比为1.42，不大于该楼层平均值的1.5倍。Y向楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移比为1.11，不大于该楼层平均值的1.2倍。在地震作用下X向楼层层间最大位移比为1/1014，Y向楼层层间最大位移比为1/1006。C塔X向楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移比为1.24，不大于该楼层平均值的1.5倍。Y向楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移比为1.19，不大于该楼层平均值的1.2倍。在地震作用下X向楼层层间最大位移比为1/1285，Y向楼层层间最大位移比为1/1166。通过SATWE的计算结果表明，A、B、C三个塔在地震作用下均有楼层的最大层间位移大于该楼层两端层间位移平均值的1.2倍，根据《建筑抗震设计规范》（GB 50011-2010）可进一步判定该结构为平面不规则结构中的扭转不规则。
该结构的位于海边，风荷载较大。A塔在风荷载作用下X向楼层层间最大位移比为1/1027，Y向楼层层间最大位移比为1/1234。B塔在风荷载作用下X向楼层层间最大位移比为1/1022，Y向楼层层间最大位移比为1/1010。C塔在风荷载作用下X向楼层层间最大位移比为1/1099，Y向楼层层间最大位移比为1/1067。
楼层层间最大位移与层高之比满足《高规》3.7.3条的1/1000限值。
4、楼层刚度比
A、B、C塔的楼层刚度比SATWE计算结果满足《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010)3.5.1条，说明结构体系竖向布置比较规则，无结构薄弱层。
4 结论
本工程为竖向规则，平面不规则结构。依据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3-2010)要求进行了计算分析，计算结果无异常，周期、位移、剪重比、刚重比等重要参数结果均满足高规及抗震有关要求。
为体现抗震设防目标三水准（小震不坏，中震可修，大震不倒）的要求，高层建筑抗震设计是通过“两阶段设计”来实现的，即除在第一阶段多遇地震（超越概率63%）下采用弹性反应谱法进行结构承载力及弹性侧移验算外，对超高层及特殊高层尚宜进行第二阶段抗倒塌的结构弹塑性变形验算。因本工程仅为平面不规则的普通高层，所以仅进行了第一阶段计算（可以满足第一抗震要求）。对于第二、三水准设计目标则通过概念设计等构造措施来达到此要求。
参考文献
楼层值周总结篇5
工程项目为两栋高层办公建筑，地下一层，地上16层，工程设置了2条抗震缝，将本工程分为两个塔楼和一个高层连体结构，本文仅对高层连体结构进行分析。连体结构左端塔楼1层层高5.5m，2～3层层高4.5m，4层以上层高均为3.6m。连体结构右端塔楼1层层高5.0m，2～3层层高4.2m，4层以上层高均为3.5m。在标高40.9m～59.9m处通过连接体形成连体结构，设计为3层楼面和一层屋面，层高分别为7.2m、7.3m、4.5m。连接体两端与塔楼刚性连接，采用型钢梁加压型钢板混凝土组合楼盖，跨度为23.7m。
2、主要设计参数
本工程设计使用年限为50年，安全等级为二级，建筑抗震设防列别为丙类，地基基础设计等级为甲级。抗震设防烈度为6度（0.05g），设计地震分组为第一组。地震影响系数按《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）采用，水平地震影响系数最大值为αmax=0.04，建筑场地土类别为Ⅲ类，特征周期Tg=0.45，周期折减系数取0.75，结构阻尼比为0.05，仅对连接体钢结构部分计算时，结构阻尼比取0.04。框架、剪力墙抗震等级为三级，连接体及与连接体相邻的结构构件抗震等级为二级。根据《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）（2006年版），基本风压为Wo=0.35kN/m2，体型系数为1.3，地面粗糙度按C类考虑。
3、结构布置及采取的抗震技术措施
本工程建筑平面较狭长，根据《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ3-2002）（以下简称高规）规定：连体结构各独立部分宜有相同或相近的体型、平面和刚度。通过合理设置2道抗震缝，使连体结构两边的塔楼采用基本一致的体型、平面和刚度，可以在一定程度上减小复杂的耦联振动，对抗震有利。
连接体两端塔楼采用框架-剪力墙结构，与连接体相连的框架柱采用型钢混凝土柱，连接体采用焊接H型钢梁，钢梁上通过栓钉连接压型钢板，再浇筑混凝土。连接体钢梁与两端塔楼型钢混凝土柱采用刚性连接，钢结构次梁与主梁铰接。连接体每层均相同处理，结构平面布置见图1。
根据《高规》规定：连接体结构可设置钢梁、钢桁架和型钢混凝土梁，型钢应伸入主题结构并加强锚固。本项目连接体两端塔楼的型钢混凝土柱均往下延伸一层，连接体钢梁连续伸入两端塔楼内，即与钢梁相邻的梁采用型钢混凝土梁。连接体钢梁H型钢尺寸为1500X600X20X50，与之相连的型钢混凝土梁为500X800，型钢尺寸为H450×200×10×20。连接体每层两端均设置型钢混凝土梁。
由于连体结构总体为一开口薄壁构件，扭转性能较差，连接体及与连接体相连的结构构件受力复杂，易形成薄弱部位，必须予以加强。根据《高规》：抗震设计时，连接体及与连接体相邻的结构构件的抗震等级应提高一级采用，一级提高至特一级。两端塔楼框架和剪力墙抗震等级为三级，连接体及其相邻结构构件抗震等级为二级。与连接体钢梁相连的型钢混凝土柱截面尺寸为800X900，型钢尺寸为H 500×600×20×25，柱配筋率为1.4%。根据《高规》：连接体结构应加强构造措施，连体结构的边梁截面宜加大，楼板厚度不宜小于150mm，宜采用双层双向钢筋网，每层每方向钢筋网的配筋率不宜小于0.25%。连接体每层楼板采用压型钢板混凝土组合楼盖，混凝土板最薄处为100mm，最厚处为175mm。连置两端塔楼采用150mm厚钢筋混凝土楼板，见连体部分楼板加强区域示意图2。加强区域范围内钢筋全部拉通，使连接体部分更能有效抵抗板内可能出现的拉应力。
4、多遇地震下结构计算结果
本工程主体结构采用SATWE（2010年版本）和PM-SAP（2010年版本）两种计算程序进行结构整体分析。
1）周期及剪重比。分析时采用考虑扭转耦联振动影响的振型分解反应谱法进行计算。分别计算其固有振动特性，振动周期计算结果见表1。振型数取为30，振型参与质量大于总质量的90%，满足高规要求。SATWE软件计算本工程总质量为294623kN，第3振型为两塔楼自身相对平动引起的扭转，周期比为T3/ T1=0.779
楼层值周总结篇6
根据国内外遭受到地震后展开调查所得到的数据，得到了一些经验。日本采用平均压应力-墙面积表示法来分析，其中平均压应力σ= G/（AC+ AW），G为楼层重量，AC，AW分别为框架柱及剪力墙的面积。国内根据已建的大量框架- 剪力墙结构，提出底层结构截面面积AC+AW与楼面面积Af之比及AW与楼面面积Af之比（ 见表1），供设计参考（如图1）。
剪力墙设置是否合理的计算标准主要根据结构在风荷载和地震荷载作用下的位移比、位移角，地震作用下结构的振型曲线、自振周期、结构扭转为主的第一自振周期与平动为主的第一自振周期之比、结构薄弱层判断及风荷载和地震作用下建筑物底部剪力和总弯矩是否在合理范围内。
2 工程案例
某建筑物总建筑面积20000m2。其中，地上部分建筑面积18880m2，共16层，带5层裙房和一层设备转换层，建筑高度68.8m，地下部分建筑面积1161m2，共1层。结构体系为框架-剪力墙结构，抗震设防烈度7°，设计基本地震加速度值为0.10g，设计地震为第二组，II类场地，设计特征周期为0.4s，风荷载按100年一遇风压取值为0.45kN/m2，雪压取值为0.35kN/m2。
在框架剪力墙设计中，剪力墙的平面布置要遵循以下几点原则：均匀、分散、对称、周边等。每片剪力墙刚度不要太大，连续尺寸不要太长，每一片墙肢的弯曲刚度适中，不会因为个别墙肢的局部破坏而影响整体的抗侧力性能。刚度愈大的墙肢吸收的荷载也愈大，所以考虑墙肢开洞来减轻墙肢的刚度集中问题。剪力墙布置在平面形状变化处，如角隅、端角，因为凹凸角部位是应力集中处，宜设置剪力墙加强。同时电梯间、楼梯间楼面开洞严重地削弱楼板刚度，所以不能保证框架与剪力墙协同工作，需要设置剪力墙来加强。平面图中3轴与A轴处建筑平面布置不允许布置剪力墙，故在4轴与A轴处布置剪力墙。同时为防止墙肢刚度过大而吸收大量的地震力而破坏，在较长的剪力墙中开设洞口，将其分成长度较为均匀的若干墙段，墙肢之间采用连梁连接，使每片剪力墙的弯曲刚度适中，不会出现个别墙的受力太集中而引起破坏。本设计中，主楼楼层面积Af为1050m2，剪力墙面积AW为18.50m2，框架柱面积AC为14m2，AW /Af=1.76%，（AC+AW）/Af=3.09%，符合图1数据（如图2所示）。
图2 框架柱面积数据
设计中对扭转效应的控制采取了一些措施： ①由于主楼标准层凸出部分大于平面总宽度的30%，故将该凸出部位板厚加厚至150mm，并在计算时设为弹性楼板；②设备层层高低，其刚度虽大于相邻上部楼层侧向刚度的70%，但刚度相对其相邻层还是比较薄弱，故将设备层及其相邻的上下层强制设为薄弱层，加强该处的竖向构件；③采取措施使各楼层的刚心、质心的偏心距控制在0.15以内，主楼与裙房屋面的质心、刚心偏心距小于建筑相应边长的20%；④在裙房的一侧合理布置剪力墙；⑤对框架柱倾覆弯矩及楼层框架总剪力进行调整，主楼的底部总剪力为裙房屋面的总剪力。模型经过调整，对计算结果进行分析判断，确认后作为工程设计依据。
3 提高框架柱及剪力墙轴压比措施
轴压比主要为控制结构的延性，框架结构的缺点是侧向刚度小，当层次较多时，全产生过大的侧移，易引起非结构性构件破坏而影响使用，但它具有平面布局灵活，可形成较大建筑空间的优点，为了保留这个优点，同时又提高其侧向刚度，便产生了框架剪力墙结构，这个结构主要特点是在保留框架结构优点的基础上由于增设了抵抗剪力的剪力墙，从而大大地增加了其侧身刚度，在这个结构体系中剪力墙承担了80%的以上的水平荷载，而其中的框架仅承担了约20%，这与框架结构中不管什么方向的荷载均由框架全部承担的情况是不同的，因此，我们可以看出，当建筑高度、设防烈度、建筑重要性类别、基底类别等均相同的情况下，对框架结构中的框架要求要比框剪结构中框架的要求等级要高得多，随着轴压比的增大，结构的延性越来越差，对高层建筑抗震十分不利。本工程在进行初步设计时，提出当地混凝土搅拌站无法保证C40以上混凝土施工质量，混凝土最高强度等级为C40。根据规范规定，二级框架-剪力墙结构框架柱轴压比为0.85，若按框架柱轴压比为0.85设计，框架柱的截面面积很大，影响建筑平面布局。故框架柱采取规范提出的构造措施提高柱轴压比限值至0.90设计。底部加强区剪力墙厚度为350mm，混凝土强度等级为C40，能够满足设计要求。
分析表明，即使高宽比为1.0的低剪力墙，同样可具有良好的延性性能。相关专业人员对4片箍筋配箍特征值为0.1208～0.1502 的剪力墙试件进行了反复水平荷载作用下的抗震性能试验。研究剪力墙约束边缘构件配箍率、位移延性比、剪力墙高宽比等因素对剪力墙轴压比限值的影响，并给出满足具体延性需求、对应不同约束边缘构件配箍特征值的剪力墙轴压比限值。
4 框架剪力墙中连梁设计
框架剪力墙结构中框架与剪力墙、剪力墙与剪力墙的连接方式有铰结与刚结两种。铰结为通过楼板连接来保证剪力墙与框架协同工作，刚结为通过连梁连接来保证剪力墙与框架协同工作。
剪力墙承受的地震楼层剪力，A.单片剪力墙底部承担的水平剪力不宜超过结构底部总水平剪力的40% B.各楼层每道剪力墙承受的水平地震剪力不宜超过该楼层总剪力的30%C.各楼层每道剪力墙承受的水平剪力不宜超过该楼层总剪力的50%D.各楼层每道剪力墙承受的地震楼层剪力，不超过该楼层总地震剪力的1/3。当结构遭受小于其设防烈度的多遇地震时，整个结构处于弹性工作阶段。当遭受高于其设防烈度的罕遇地震时，连梁形成塑性铰消耗地震能量，结构刚度降低，自振周期加大，地震力降低，减轻结构破坏。连梁破坏有脆性的剪切破坏和延性的弯曲破坏，设计时应尽量避免连梁发生剪切破坏，让连梁先屈服，形成塑性铰。连梁设计时可以考虑以下措施：
（1） 对连梁的刚度进行折减，既保证了塑性铰出现在连梁上，又减少其内力，满足结构设计要求。高层建筑混凝土结构技术规程5.2.1规定，在内力与位移计算中，抗震设计的框架-剪力墙或剪力墙结构中的连梁可予以折减，折减系数不宜小于0.5。结构设计中，连梁折减系数一般取0.7。
（2） 若连梁刚度折减后内力还是过大，截面设计困难，可在连梁截面高度的中间开设水平通缝。
（3） 为保证连梁的延性，设计时应做到“强墙（柱） 弱梁”，“强剪弱弯”，截面尺寸应符合规范设计要求。
楼层值周总结篇7
Zhu Weidong1 Zhang Yingying2 Li Jianhua3(Zhejiang College of Water Conservancy and Hydropower12Zhejiang Institute of Global Physics Technology3)
Abstract: Pile foundations are extensively applying in modern buiding engineering.However,with the successive development and renewing of opinion for structure engineering,the design and construction have been sternly challenged.By implementing the plan of original observation ,we gained large quantities of firsthand materials which reveal the property of pile foundation during the construction,reflect some objective laws,provide practical evidences to enrich and complete the content of pile foundation theory.
Key Wods:Original Observation;Pile foundation;earth;bear load together
中图分类号：TU473.1 文献标识码：A 文章编号：
概述
浙一医院医技楼总高79.5m，地面（±0.00）以上22层，地下室一层5.6m。地面以上为现浇框剪结构，地面以下为钻孔灌注桩及箱型地下室基础。基础底板厚2m ，支承在106根混凝土桩上，桩径￠600mm，桩身长31.4m，桩端进入粉质粘土层。
按照常规设计，一般采用桩径￠800~￠1200的大直径灌注桩、桩端深入中等风化岩层1.5m。依此设计传力明确，安全可靠。设计单位经过认真论证与调研后，在保证安全可靠的前提下，本着尽可能节约投资的原则，采用了桩同承载的设计方法。即选用桩径为￠600，持力层选在6~2号粉质粘土层的灌注桩，同时利用基础底板下9m厚粉沙土的承载能力。依此设计桩不能单独承担全部上部荷载，一部分荷载需要有土体共同承担。为此在基础内埋设了较多的观测仪器，以便了解在上部荷载作用下，桩基和土体的受力情况，以及建筑物的沉降，以检验设计方法，监督大楼安全施工。
观测内容及方法
根据工程实际及建设和施工单位的要求，确定了以下观测内容。基础内各种观测仪器均在地下室地板浇筑前埋设完毕并立即进行观测，以确定基准值。以后大楼每升高一层观测一次，并及时整理资料向有关单位提交报告，以监控大楼安全施工。
2.1 土压力
在地下室底板下，沿纵向一个剖面，横向三个剖面布置了19只土压力盒，了解不同荷载下桩间土压力的大小，记载纵、横剖面上的分布情况，并和桩顶应力观测结果进行比较，以确定桩、土荷载分配关系。
另外，在三桩群桩范围处，布置了4只土压力盒，了解群桩内、外土压力的变化情况。
2.2 桩顶反力
沿地基的一个纵剖面和三个横剖面，选择18根桩布置了36只应变计，以了解角桩、边桩及内桩等不同桩位处，桩顶应力大小及在纵横方向上的分布规律和施工过程中的变化情况。
2.3 桩身轴力
本工程在进行单桩静载试验时，曾在两根试桩和两根反锚桩内的8个剖面上埋设了68只钢筋计，由于这四根桩亦是工作桩，可以利用桩内的钢筋计，观测大楼在施工过程中，桩身轴力的变化及分布规律，并与单桩静载试验结果进行比较。
2.4 地下室底板内力
在地下室2m厚的底板内布置了44只钢筋计。仪器布置成一个纵剖面和三个横剖面。了解底层和面层钢筋的应力分布规律及在施工过程中的变化情况。
2.5 孔隙水压力
在地下室底板下布置了三支孔隙水压力计，了解底板下土体中孔隙水压力大小及其变化。
2.6 大楼沉降
沿大楼四周在±0.00高程上，布置了19个沉降观测点，了解大楼在施工过程中的沉降变化，监督大楼安全施工。
2.7 基坑开挖期间桩基位移及坑内土体隆起
在两根桩上布置了两个位移点，观测桩基垂直位移。在坑内土体中布置了两根沉降管，以观测土体分层隆起情况。
观测结果及分析
沉降观测使用日产AT-2G精密水准仪，高程采用85国家高程基准，观测精度相当于二等水准。
沉降测点分两次布设，其中J1~J10于大楼施工至第一层时布设。大楼施工至第四层时又在原有测点中加密了9个测点，一共19个测点。
统计历次观测结果，各测点累积沉降平均值列于表1。
表1 沉降观测结果
从观测结果看来，随着上部荷载增大，沉降逐渐增加，其增长速率是较为均匀的，没有突变。2009年7月大楼装修工程基本结束时，平均沉降量为17.1mm，以后又继续观测了四个月，平均沉降量仅增加了1毫米，说明大楼沉降已基本稳定，且各点沉降量基本均匀。
3.1 土压力
土压力盒的实测值中包含了土净压力和孔隙水压力两部分，需要从实测值中扣除相应的孔隙水压力，才能得出土净压力值。三层以前由于基础内抽水引起地下水位波动较大，基础面上时而有水，时而无水，土压力测值规律性差。三层以后地下水位上升至基础面以上，土体处于饱和状态，土压力测值逐渐表现出随上部荷载增大而增大的规律性。在分布形态上表现出周边土压力大，内部土压力小的特征，这是符合一般规律的。但周边土压力与内部土压力的比值不是一个常数。当上部荷载较小，结构空间刚度尚未完全形成时，周边只比内部大18%。当大楼上升到第十层时，周边比内部大81%。以后随着上部荷载增大，比值又逐渐变小，当大楼竣工时，周边比内部大33%。可见基础内土压力随着上部荷载的变化和时间推移是不断调整的。从实测结果中可以看出，从2009年8月13日至11月29日的三个半月中，土压力平均值基本上不再变化，而周边与内部土压力的比值却从1.56倍减小到1.33倍。
大楼竣工时实测平均土压力为109.5Kpa，最大208Kpa，均小于设计容许值。
将土压力与大楼沉降联系起来，两者与建筑层数的关系绘于图1中，可以看出土压力与大楼沉降均随着上部荷载增加而增加。当2009年8月13日以后上部荷载不再增加时，沉降基本上不再增大，土压力也同样不再增大。以后又继续观测了三个半月，两者的测值均无明显变化。
分析三桩群桩范围处内、外土压力实测结果，可得群桩外土压力比群桩内大20%。从第十层施工以后，这个比值没有变化。
3.2 桩顶反力
图2为纵横剖面上桩顶反力分布图。从图中可以看出三层以前，桩顶反力在纵剖面上的分布近似一条直线。随着建筑层数增加，结构刚度逐渐形成以后，桩顶反力也和土压力一样，呈现出中间小，周边大的分布形态。十层以前周边角桩和边桩的平均反力比内桩的平均反力大20%。十层以后角桩和边桩的平均反力比内桩的平均反力大35%。以后随着建筑层数增加，这个比值没有多大改变。
大楼施工至22层主体结顶时，角桩和边桩的平均反力为11844KPa，内桩平均反力为8880KPa。大楼竣工时，由于部分仪器损坏导致资料代表性不够。借用静载试验埋设在四根桩内的钢筋计的实测资料，可以推算出桩顶反力约为3576KN。此值相当于单桩静载试验下平均极限承载力的83%。角桩和边桩的桩顶反力会更大一些。
3.3 桩身轴力
绘出桩身轴力分布如图3，结合四根桩内平均轴力、分层摩阻力及桩端阻力实测结果，可以看出桩顶荷载主要由侧摩阻力承受，桩端阻力很小。侧摩阻力约占全部反力的86~89%，端阻力仅占11~14%。桩顶上部由于筏板的存在限制了桩土间的相对位移，因而桩侧摩阻力不能充分发挥，这是群桩的作用性状不同于单桩之处。其次，和单桩静载试验的结果比较起来，在相同的桩顶荷载下，单桩传递到桩端的荷载更小，只有1%左右。
将桩身轴力和大楼沉降联系起来可以发现，当大楼主体结顶时，桩顶平均轴力相当于大楼竣工时平均轴力的67.5%，即相当于全部荷载的2/3左右。主体结顶时大楼沉降亦相当于竣工时全部沉降量的2/3左右。主体结顶至大楼全部竣工时的16个月内，桩顶平均轴力增加了48%，同期大楼平均沉降量增加了59%。大楼竣工前的4个月中，沉降已基本稳定，此时桩顶轴力也只有少量增加。可见桩顶荷载与大楼沉降的增长规律是一致的。
大楼竣工时桩顶平均轴力为3576KN，相当于单桩极限承载力的83%。桩侧摩阻力相当于单桩极限摩阻力的80%。由于四根桩的位置处于桩基中部，其测值代表内桩的结果，角桩和边桩的荷载会更大一些。
将四根桩内用钢筋计实测的桩顶荷载平均值，与前述内桩中用应变计实测的桩顶反力平均值进行比较，如表2，可以看出10层以前两者相差大一些，10层以后两者十分接近。说明用两种观测仪器测出的结果是一致的。
表2两种方法测出的桩顶荷载比较
表3桩、土荷载分担实测结果
3.4 桩、土承载比
根据实测资料计算出桩基总承载列于表3中。从成果中可以看出10层以前桩基承载稍小一些，10层以后基本上变化不大，到22层主体结顶时桩基承担总荷载的79%，土体承担总荷载的21%。此结果和湖北省外贸中心大楼的观测结果很相似。该大楼共22层，总高度82.8m。上部结构为现浇钢筋混凝土框架剪力墙体系，地下部分为箱型基础加满堂摩擦桩群。采用预制混凝土管桩，外径550mm，壁厚80mm，桩长22m，桩尖进入粉沙层。箱基高5.5m，底板厚1.5m。其观测结果桩间土分担总荷载的20%，桩基分担总荷载的80%。
3.5 地下室底板内力
从底板内钢筋应力实测结果及纵、横剖面内应力分布看出，钢筋应力很小，而且随着上部荷载增加应力逐渐均匀。22层以前底层钢筋内有少许拉应力，到大楼竣工时，全部为压应力。面层钢筋平均压应力为10.5MPa，底层钢筋平均压应力为7.7MPa，由于地下室底板厚达2m，出现此结果是合理的。
3.6 地下室底板下孔隙水压力
孔隙水压力实测结果表明，大楼竣工前，孔隙水压力保持在40KPa左右，基本不变。边缘孔隙水压力比内部孔隙水压力稍低一些。大楼竣工后孔隙水压力降至29KPa。
3.7 开挖期间桩基位移及坑内土体隆起
观测结果显示，开挖期间桩基位移及坑内土体隆起均很小，其测值变化也在测量误差范围内。
结论
浙一医院医技楼原型观测工作历时两年半，为大楼的设计和施工提供了有效的反馈资料，起到了监督大楼安全施工的作用。综合以上各类仪器的观测结果和分析，可以得出如下结论：
4.1 在本工程所采用的设计和施工方法下，桩基承担了全部上部荷重的79%，土承担了21%。当大楼竣工时，内桩平均桩顶荷重为3576KN，相当于单桩静载试验时极限承载力的83%。角桩和边桩的桩顶荷重将比此值更大，估计会接近或达到单桩静载试验的极限承载力。
4.2 基础底板实测内力很小，具有较大的安全裕度。
4.3 大楼竣工前的4个月内沉降已基本稳定，一般在大楼使用初期仍需继续观测一段时间。
4.4 原位观测是一件复杂的工作，影响因素很多，受施工干扰很大。许多工程不愿意花费很大精力开展这项工作。然而桩基的工作性状又是人们普遍关心的问题，由于模型试验和单桩载荷试验无法说明群桩的实际情况，因而桩基工程的原位观测就显得尤为重要。本工程所埋设的观测仪器的数量和设计的内容是以往工程中不多见的，尽管存在一些不足之处，但积累了大量的第一手资料，反映了一些客观规律，为改进桩基工程的设计和施工提供了素材。
参考资料：
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楼层值周总结篇8
文献标识码：B
文章编号：1008-0422(2009)05-0198-03
1 引言
用刚臂来提高框架一核心简体系的抗推能力的概念，最早由Barback提出，并于1962年应用于加拿大蒙特利尔的一幢47层的钢结构大楼。1973年美国Milwaukee市建成的42层、高183m的威斯康星中心大楼，也采用带刚臂的“斜撑心筒框架”体系。刚性加强层在国内首先用于超高层钢结构，以提高抗侧力刚度，改善内支撑框架的受力状况。近几年来，加强层开始用于超高层钢筋混凝土结构，并日趋广泛。
自Barkacki于1962年提出加强层的概念并首次应用于实际工程中以来，国内外的学者和工程师在总结前人研究成果的基础上，不断发展和完善这种结构形式。1975年，美国学者Taranath就将复杂的带加强层框架核心筒结构简化为伸臂刚度为无穷大的简单计算模型，考虑风荷载作用下加强层的位置优化问题，并得到此时加强层位置接近结构中部，位于离顶层0.455倍全高位置的结论。同年，MC.Nabb和Mubdi证实了Taranath分析设置一道加强层的结构所得的结论，并进一步求得带两道加强层的结构的加强层最优位置在离结构顶部0.312和0.685倍全高处。1981年，加拿大B.Staffofd.Smith教授认为伸臂刚度是有限的，对这一模型进行了修正，提出了均匀加强层结构的近似分析方法。1983年，Boggs和Gas-parini分析了核心筒和框架柱截面沿结构高度线性变化的带单道加强层结构的内力和位移，并给出这种条件下加强层的最优位置。1985年，苏格兰学者Moudarres和Coull在简化模型基础上，认为加强层的最优位置在离底层0.5～0.55结构全高之间。随着经济的发展和国内高层、超高层建筑的不断增加，国内学者也在带加强层的框筒结构体系方面做了大量的分析和研究。
本文以具体工程的计算模型为例，通过加强层设置与否、加强层设置数量及位置差异等方式，采用设计软件SATWE对比分析结构的自振周期、侧向位移、剪力分布、柱轴力分布、核心筒倾覆弯矩分布等，探讨刚性加强层设置对超高层建筑结构受力性能影响，所得结论可供同类超高层建筑结构设计提供参考。
2 工程简介
某工程总建筑面积约18.3万m2，总建筑高度为286.80m，整栋建筑高宽比为6.4；塔楼地上共58层，裙房地上6层；地下室共6层。塔楼主体结构高度269.65m，地下室深度30.8m。地下室主要为设备用房、车库等，其中地下四层和地下五层为3.1 m层高的板柱结构停车库。地上部分裙房七层以下为宾馆大堂、商业、会议等，层高为6m；塔楼八层至二十八层为标准客房区，层高3.7m；三十层以上为办公区，层高4.5m；二十九层和四十四层为避难层，层高6m。塔楼主体结构采用钢筋混凝土框架一核心筒结构，核芯筒高宽比为15，屋面构架采用钢结构；裙房采用钢筋混凝土框架。
由于本工程核心筒呈椭圆形，两个方向刚度差别较大，短轴方向结构刚度较小，短轴方向结构总高与核心筒宽度之比较大，因此在二十九层和四十四层利用建筑设备层(避难层)设置结构加强层，采用钢结构水平伸臂桁架增大结构刚度。斜腹杆采用宽翼缘的H型钢，上下弦杆采用型钢混凝土构件。
本工程地震作用基本参数为：抗震设防类别为丙类；抗震设防烈度为6度；设计基本地震加速度值为0.05g；建筑场地类别：I类：场地勘探深度范围内未发现崩塌、断层、滑坡、软弱带及岩溶等不良地质作用，是稳定的场地；设计地震分组为第一组。结构抗震等级如下：二十九层加强层及其相邻层、四十四层加强层及其相邻层的框架柱和核心筒剪力墙的抗震等级：一级。框支柱及转换桁架抗震等级一级。地下二层及以上的其余框架和核心筒剪力墙抗震等级：二级，考虑到结构高度超限，抗震措施中构件内力放大系数提高为一级。地下三层抗震等级：三级。地下四层及以下抗震等级：四级。
3 加强层的设置对结构受力性能的影响
为探讨加强层设置与否、加强层数量及位置为结构受力性能的影响，设置如下四种方案，方案1：各层均不设置加强层；方案2：在29层处设一道加强层，楼层标高为119.70m；方案3：在44层处设一道加强层，楼层标高为188.70m；方案4：在29，44层处设二道加强层。以具体工程的计算模型为例，对比分析结构的自振周期、侧向位移、剪力分布、柱轴力分布、核心筒倾覆弯矩分布等。
3.1 对结构自振周期的影响
水平加强层能够增强结构的整体抗侧移效果，使得结构的整体刚度得到一定的提高，从而影响到结构的自振周期，加强层设置对结构自振周期的影响见表1。
由表1可知，加强层的设置对结构的整体刚度有明显增强的作用，从而使结构的低阶自振周期明显变短。在29层处设置的一道加强层使结构的第一周期减小0.3331秒，减小4.1％：在44层处设置的一道加强层使结构的第一周期减小0.2231秒，减小2.8％；在29，44层处设置的二道加强层使结构的第一周期减小0.4913秒，减小6.0‰
结构自振周期的减小程度还与加强层的具体设置位置及数量有关。结构自振周期的减小效果随着加强层数目的增多这种效果而有所增加，但增加的幅度变缓。另外，当仅设置一道加强层时，设置在29层处的一道加强层(位于整栋楼高的0.417高度处)对结构的低阶自振周期要明显优于设置在44层处的一道加强层(位于整栋楼高的0.66高度处)。
对于高阶振型，一般来说，结构自振周期对于加强层的设置并不敏感，加强层的效果得不到有效发挥。因此，加强层的设置对某高阶的振动周期有失效的情况，如表中的T4，四种方案的自振周期几乎没有变化，而这种失效的程度，也将与加强层在结构中所处的位置及结构本身刚度分布有关。但是，对于某些高阶振型，当加强层的设置在该阶振型的拐点处时，结构自振周期对于加强层的设置又十分敏感，加强层的效果能有较好发挥，如表中的T8另一方面对于结构的扭转及竖向振动，加强层的设置作用不明显，其原因是仅设置伸臂加强层的平面外刚度并不大，从而也就不会对扭转及竖向振动产生较大的影响，如表中的T3、T6、T9。
3.2 对结构侧向位移的影响
超高层建筑结构在设置了水平加强层后，由于刚性水平伸臂使得框架柱产生轴向拉压力，从而形成整体力偶矩，平衡了一部分由水平外荷载产生的倾覆力矩，从而大大减小了结构的侧向位移。风荷载及地震荷载作用下加强层设置对结构侧移动的影响分别见表2。
由表2可知，(1)风荷载作用下结构顶层点的位移值大大超过地震荷载下结构顶层点的位移值；(2)风荷载作用下结构最大层间位移角大大超过地震荷载下结构最大层间位移角。也就是说，在此超高层结构中，风荷载作用效应是起主要控制作用的：(3)加强层的设置对减小结构位移的作用是非常明显：29层处设置的一道加强层使位移值减小了6.35％(风荷载)和6.38％(地震)，44层处设置的一道加强层使位移值减小了5.49％(风荷载)和5.05％(地震)，而当结构于29，44层处设置二道加强层时则分别减小了10.59％(风荷载)和9.92％(地震)。这就说明，在超高层建筑结构中，水平加强层的设置对减小结构的位移的效果是明显的。(4)另一方面，由于设置了水平加强层，超高层结构的最大层间位移角所在的楼层位置发生了明显的变化，一般水平加强层的刚度都很大，明显强于其它楼层，它的设置常常使结构原来的层间刚度发生了变化，从而也导致了内力分布的变化，这一点对于抗震来说是非常不利的，所以应该采用设置“有效刚度”加强层，既能调整结构整体刚度以满足规范的最低要求，减少非结构构件的破损，又能尽量减少结构刚度突变和内力剧增，避免产生结构薄弱层。
3.3 对结构剪力分布的影响
水平加强层的设置对基底总剪力值的影响一般不大，它并不会改变底部剪力在两者间的分配率。然而加强层的设置将对钢筋混凝土框架和核心筒的剪力竖向分布产生作用，它会引起结构剪力在局部产生突变。当结构受到水平荷载的作用时，在结构设置水平加强层的地方。由于斜撑的存在，它会在加强层间的筒体上下部加给核心筒结构一对近似等值反向的水平力，这对水平力会使混凝土核心筒在加强层处产生剪力突变。选取设置加强层附近的楼层，地震荷载作用下加强层设置对结构部分楼层剪力的影响。
(1)仅设置一道加强层时，该楼层的剪力值急剧增大。在本工程项目中，其剪力值增加到了未曾设置加强层时的4.1倍左右：(2)仅设置一道加强层时，该楼层的剪力值主要增大的是该层的核心筒部分，在本工程项目中，核心筒部分的剪力值增加到了未曾设置加强层时的4.7倍左右；(3)仅设置一道加强层时，相邻楼层的楼层剪力值变化不大，但相邻楼层的核心筒部分的剪力值将略有下降；(4)当设置二道加强层的时候，楼层剪力值突变的情况有所缓解，在本工程项目中，其剪力值的增值下降为仅设置一道加强层时的80％；核心筒部分的剪力值下降为仅设置一道加强层时的80％：其相邻楼层的核心筒部分的剪力值变化不大。
从结构抗剪的角度上看，抗震设计中由于加强层的设置，会在结构中造成剪力突变，尤其是对于混凝土核心筒，从而形成薄弱层。另一方面，从改善结构的受力状态而言，不应该采用刚度很大的加强层。一般来说，加强层的刚度越大，引起的结构剪力突变程度也就越大。从目前的一些相关文献可以看出，类似用钢筋混凝土实腹梁或空腹梁作为加强层的伸臂构件，其引起的内力突变程度比一般桁架式加强层更大，而当选用桁架式的加强层结构，也并不是越刚越好。在能保证了结构的侧向位移后，在条件允许下，适当地增加加强层数目能缓解剪力在整体结构中的突变程度，是有好处的。
3.4 对结构柱轴力分布的影响
设置水平加强层的目的和作用机理是通过刚性水平加强层使得框架柱产生轴向拉力和压力，组成一个力偶平衡掉一部分由外部水平荷载产生的倾覆力矩，从而减少了核心筒体承受的力矩，也大大减少水平侧移。显然，加强层的设置将会改变外框架柱的轴力大小和分布。
选取框架柱L4进行分析，X向风荷载作用下加强层设置对框架柱轴力的影响见表4，由表可知，随着加强层的设置，框架柱L4的轴力有所增加，幅度约为10％左右，且29层处设置的加强层作用更为明显，超过44层处设置加强层的效果。
3.5 对核心筒倾覆弯矩分布的影响
在加强层设置对结构剪力分布的影响中，我们注意到钢筋混凝土框架和核心筒之间，混凝土核心筒体承担了绝大部分的水平剪力，同时水平荷载在筒体内产生的弯矩也较大。在抵抗结构倾覆弯矩中，它起了主要的作用；另一方面，在设置了水平加强层后，核心筒体的弯矩分布规律也将发生巨大的变化，选取H轴的核心筒墙肢进行比较分析。
X向风荷载作用下加强层设置对核心筒墙肢底部弯矩的影响见表5，由表可知，随着加强层的设置，核心筒墙肢的底部弯矩值有所减小，二道加强层减小的幅度大于仅设置一道加强层减小的幅度；且设置在29层加强层的作用效果要优于设置在44层的加强层。
4 结论
4.1 加强层的设置对结构的整体刚度有增强的作用，使结构的低阶自振周期明显变短。对于高阶振型，结构自振周期对于加强层的设置并不敏感。结构自振周期的减小效果随着加强层数目的增多而增加，但增加的幅度变缓。另外，当仅设置一道加强层时，设置在29层处的一道加强层(位于整栋楼高的0.417高度处)对结构的自振周期和位移的减小幅度等均要明显优于设置在44层处的一道加强层(位于整栋楼高的0.66高度处)的作用。
楼层值周总结篇9
Keywords: small high; Residential; Structure design
中图分类号：TB482.2文献标识码：A 文章编号：
随着建筑用地的逐渐紧缺，小高层住宅也随之逐渐普及，如何使结构设计方案经济合理已成为当务之急。目前的小高层住宅结构设计大多数是根据已经确定好的平面和竖向布置，先假定好结构模型和构件尺寸，然后通过电算，调整超限的指标，完善结构受力体系。然而，住宅的布局设置，往往侧重于考虑建筑立面和内部空间的整体协调，这就容易使结构设计产生诸多的不合理之处。因此我们在设计时还必须强调建筑方案与结构体系通盘考虑的原则，使结构设计更趋合理。
1、结构设计的整体技术控制
1.总体信息的设置与控制。电算判断结构抗震是否可行的主要依据是在风荷载和地震作用下水平位移的限值；地震作用下，结构的振型曲线，自振周期以及风荷载和地震作用下建筑物底部剪力和总弯矩是否在合理范围中。总体信息的设置对这几组电算限值的影响是十分明显的。因此，合理设置总体信息的数值，才能正确地判别结构体系及构件截面尺寸是否可行。譬如说建筑物刚度太大，周期太短，导致地震效应增大，就会造成不必要的材料浪费；但刚度太小，结构变形太大，又会影响建筑物的使用。这里以小高层住宅常用的剪力墙结构设计为例，有以下几组数值值得注意：
1.1 抗震设计时，宜考虑平扭耦联计算结构的扭转效应，振型数不应小于 15，对多塔楼结构的振型数不应小于塔楼数的 9倍，且计算振型数应使振型参与质量不小于总质量的 90%。
1.2 计算各振型地震影响系数所采用的结构自振周期应考虑非承重墙体的刚度影响予以折减，当非承重墙体为填充砖墙时，剪力墙结构可取 0.9 ～ 1.0，框架剪力墙结构可取 0.7 ～ 0.8。
1.3 在内力与位移计算中，抗震设计的框架剪力墙结构和剪力墙结构中的连梁刚度可予折减，节减系数不宜小于 0.5。
1.4 楼层层间最大位移与层高之比的限值 u/h 不宜小于1/1000 且第一自振周期为平动周期，周期大小约为层数的 0.06～ 0.08 倍之间。
2.高层结构的平面及竖向布置。在高层建筑的一个独立结构单元内，宜使结构平面形状简单，规则，刚度和承载力分布均匀。不应采用严重不规则的平面布置。竖向体形宜规则、均匀，避免有过大的外挑和内收。结构的侧向刚度宜下大上小，逐渐均匀变化，不应采用竖向布置严重不规则的结构。
2.1 结构平面布置应减小扭转的影响，在考虑偶然偏心影响的地震作用下，楼层竖向构件的最大水平位移和层间位移是A 级高度高层建筑不宜大于该楼层平均值的 1.2 倍，不应大于该楼层平均值的 1.5 倍。
2.2 当楼板平面比较狭长、有较大的凹入和开洞而使楼板有较大削弱时，应在设计中考虑楼板削弱产生的不利影响。楼面凹入或开洞尺寸不宜大于楼面宽度的一半；楼板开洞总面积不宜超过楼面面积的 30%；在扣除凹入或开洞后，楼板在任一方向的最小净宽度不宜小于 5m，且开洞后每一边的楼板净宽度不应小于 2m。
2.3 高层建筑结构伸缩缝的最大间距现浇框架结构为 55m，现浇剪力墙结构为 45m。
2.4 抗震设计的高层建筑结构，其楼层侧向刚度不宜小于相邻上部楼层侧向刚度的 70%或其上相邻三层侧向刚度平均值的 80%。
3.高层建筑的基础设计。高层建筑的基础设计，应综合考虑建筑场地的地质状况、上部结构的类型、施工条件、使用要求，确保建筑物不致发生过量的沉降或倾斜，满足建筑物正常使用要求。还应注意与相邻建筑物的影响，避免因基坑降水而影响邻近建筑物、构筑物、地下设施等的正常使用与安全。常用的高层建筑基础类型有筏形基础，箱形基础，桩基础等。笔者所在地区的浅层土体承载力较低，持力层埋深一般大于 25m，较多选用预应力钢筋混凝土预制桩基础。桩基承台可选用：柱下单独承台、双向交叉梁、筏板承台、箱型承台。目前的剪力墙体系小高层由于考虑埋置深度的要求，一般均设置地下室。基础则采用桩筏基础。如何对桩进行合理选型，将对整个地下室设计的经济性产生重要影响。例如某一工程，上部十八层带一地下室，根据勘察报告，采用 400 预应力管桩，可选桩长有桩长 25m，单桩承载力特征值 Ra=900KN，桩长 34m，单桩承载力特征值 Ra=1300KN。采用 25m 桩需要 290 根，采用 34m 桩需要 200 根。从桩本身比较两种方案，总的桩延米数量相当，但采用 25m 桩为满樘布置，筏板厚需 1200mm，而采用 34m 桩为墙下布置，筏板可减至 900mm，经济性明显。可见，基础的选型应作方案比较，才能选定经济合理的方案。
4.剪力墙结构的设计。抗震设计的剪力墙结构中，剪力墙应沿主轴或其他方向双向布置，避免单向有墙的结构布置形式。剪力墙布置必须均匀合理，自下到上连续布置，避免刚度突变，使整个建筑物的质心和刚心趋于重合，且X，Y两向刚重比接近。
4.1 在结构布置上应避免一字形剪力墙和短肢剪力墙，若出现则尽量布置成长墙（h/w>8）。短肢剪力墙是指墙肢截面高度与厚度之比为 5 ～ 8 的剪力墙，一般的剪力墙是指墙肢截面高厚比大于 8 的剪力墙。短肢墙的厚度不应小于 200mm，7、8 度抗震设计时，宜设置翼缘。
4.2 剪力墙墙体配筋一般要求水平钢筋放在外侧，竖向钢筋放在内侧。配筋满足计算及规范建议的最小配筋率即可，即一、二、三级抗震设计时均不应小于0.25%，四级抗震设计和非抗震设计时不应小于 0.20%，双排钢筋之间采用 6@600x600 拉筋。
4.3 一、二级抗震设计的剪力墙底部加强部位及其上一层的墙肢端部应按《高层建筑混凝土结构技术规程》第 7.2.16 条设置约束边缘构件；其余剪力墙应按第 7.2.17 条设置构造边缘构件即可。由于规范中已有十分详细的规定，这里不再重复了。
结语：
总之，要全面掌握小高层住宅设计的要领，除了要全面理解规范的规定外，还要将理论与工程实际充分结合，在实践中学习，不断积累更多设计的经验。
参考文献：
[1]饶远文 结构设计优化技术及其在房屋结构设计中的应用[J].价值工程.2010(9).
楼层值周总结篇10
随着建筑行业的迅速发展，建筑高度也不断增加，建筑类型与功能也越来越复杂，人们的思想观念不断更新，出现了一批平面或立面不规则建筑。平面不规则建筑指的是扭转不规则、凹凸不规则以及楼板局部不连续。它们的出现既给城市建筑带来了崭新的面貌，同时又给结构设计人员提出了严峻的挑战。因此，如何遵循规范精神，对平面不规则建筑结构进行设计与计算分析，使结构的安全性得以保证，从而满足建筑的使用功能和安全，成为工程设计中必须解决的重要课题。
1 工程概况
某建筑工程，建筑面积11457.2m2，地下1层，地上21层，建筑总高度66.24m，地下层1～地上层3为商业广场，层高3.6m，层4～21为住宅，层高3.0m。地下层1至地上层2近似为矩形平面，外轮廓尺寸约为25.8m×24.1m，层4以上楼层平面局部收进成“凸”形平面。
工程采用框架-剪力墙结构，存在平面不规则、扭转不规则、楼板不连续、竖向体型收进等抗震不利因素，为不规则高层建筑，须进行抗震设防专项审查。合理布置剪力墙以减弱结构的不规则程度，缓解竖向刚度突变部位和平面薄弱环节在地震作用下应力和变形的集中程度，对薄弱部分进行中震不屈服分析并采取适当的抗震构造措施，提高结构在强烈地震作用下的抗震性能。
2 结构和构件设计
2.1 结构形式
工程设计利用楼、电梯间设置核心筒，在框架柱内嵌入剪力墙形成框架-剪力墙结构，该结构形式在较好地满足下部商场和上部住宅建筑功能的同时，保证了结构竖向抗侧力构件的连续，具有良好的抗侧刚度和抗扭性能。
2.2 结构平、立面布置
核心筒剪力墙布置时，纵、横向剪力墙力求均匀对称并互为翼墙，并保证筒体角部墙肢的完整性，提高核心筒的抗震性能。通过优化调整建筑物周边剪力墙墙肢长度和厚度，实现结构质量中心和刚度中心的接近或重合，减小结构的扭转效应。
2.3 地下室设计
地下室顶板作为上部结构的嵌固部位，板厚为180mm，楼面钢筋双层双向配置，配筋率为0.25%。地下层1柱的配筋按《建筑抗震设计规范》(GB50011-2010)(简称抗规)第6.1.14的规定加强。
2.4 上部结构主要构件设计
(1)剪力墙的设计
核心筒周边和结构剪力墙厚度从下往上分别为350，300，250，200mm，对应的剪力墙端柱及框架柱的截面尺寸分别为700，600，500mm，混凝土强度等级分别为C40，C35，C30。
(2)框架梁、暗梁和次梁的设计
嵌入框架柱之间的剪力墙在楼面位置设暗梁，暗梁宽度为墙宽，高度取墙宽的两倍且不小于600mm，该暗梁参与结构整体计算并按框架梁计算配筋。核心筒区域剪力墙设边框暗梁，宽度为墙宽，高度为墙宽的两倍，该暗梁按抗震构造配筋。
(3)楼板设计
竖向体型突变部位及上下1层的楼板厚度分别为150，130mm，双层双向配筋，配筋率取计算值且不小于0.25%。
3 结构整体计算分析
3.1 结构计算参数
该工程设计使用年限50年，抗震设防烈度为8度、第三组，设计基本地震加速度值0．2g，抗震设防类别为丙类，建筑场地类别为Ⅱ类，特征周期为0.45s，多遇地震影响系数最大值0.16，罕遇地震影响系数最大值0.9，抗震等级为一级。50年重现期基本风压0.30kN/m2，地面粗糙度B类。楼面恒荷载按实际计算:活荷载卧室、起居室楼面2.0kN/m2，楼梯间及前室3.5kN/m2，电梯机房7.0kN/m2，卫生间2.0kN/m2，厨房2.0kN/m2，阳台2.5kN/m2，上人屋面2.0kN/m2，不上人屋面0.5kN/m2。
3.2 计算结果分析
结构整体分析采用SATWE(2010版)软件。
(1)振型数与周期比
结构计算振型数取15个，X向的有效质量系数98.66%，Y向的有效质量系数99.92%，满足高规第5.1.13规定。
结构第1振型为X向平动，第2振型为Y向平动，第3振型为扭转，T3/T1=0.7761，满足高规第3.4.5规定。前3阶振型周期结果见表1。
表1 SATWE整体分析的振型和周期
(2)风荷载和地震作用下的结构层间位移
风荷载和地震作用下的结构层间位移计算结果见表2，可见结果满足高规第3.7.3条的规定。
表2 风荷载和地震作用下结构层间位移角
(3)总质量和最小剪力系数
结构总质量为15104.859t。X向最小剪力系数5.09%，Y向最小剪力系数5.26%，满足抗规第5.2.5条最小剪力系数≥3.2%的规定。
(4)平面规则性分析
在双向地震作用和考虑偶然偏心的地震作用下最大弹性层间位移和楼层平均层间位移之比的最大值为1.32(X向)，1.16(Y向)，满足抗规第3.4.5条的规定。
(5)竖向规则性分析
结构各层侧向刚度与相邻上一层的侧向刚度比的范围为0.979～1.2833(X向)、1.0～1.3321(Y向)，满足高规第3.5.2条该值不宜小于0.9的要求。结构竖向无薄弱层。底部嵌固层(地下层1)与地上层1侧向刚度比为2.3465(X向)、2.3662(Y向)，满足高规第3.5.2条该值不宜小于1.5的要求。
(6)下、上楼层抗剪承载力之比验算
本工程结构各楼层其上一楼层抗剪承载力与本楼层抗剪承载力的比值范围为0.900～1.340(X向)、0.900～1.330(Y向)，满足高规第3.5.3条关于A级高度高层建筑的楼层抗侧力结构的层间受剪承载力不宜小于其相邻上一层层间受剪承载力的80%的规定。
(7)结构整体稳定性分析
工程结构X向最小刚重比为10.08，Y向最小刚重比10.09，均大于1.4，建筑的整体稳定性满足高规第5.4.4条的要求。
(8)抗倾覆验算
Mr/Mov计算值见表3，结果满足高规第12.1.7条在重力荷载代表值与水平地震作用标准值作用下，高层建筑基础底面不宜出现零应力区的要求。
表3 Mr/Mov计算值
4 结构的不规则情况和设计措施
4.1 楼板不连续
为提高楼板削弱区域抗震性能，竖向体型突变部位的楼板在该区域的厚度取180mm，其他楼层的板厚在该区域分别增加30mm，该薄弱区域楼板钢筋采用双层双向通长设置，配筋率不小于0.30%。楼板边缘设扁梁，扁梁上部纵筋直锚入楼板内，锚固长度按照抗震要求确定。
4.2 凸凹不规则
楼层值周总结篇11
2.1最大适用高度
考虑结构安全、经济等因素，高层建筑首先要进行总高度控制。《高规》3.3.1条规定，钢筋混凝土高层建筑结构的最大适用高度应区分为A级和B级。A级高度钢筋混凝土高层建筑指符合表3.3.1-1最大适用高度的建筑。当高度超出表3.3.1-1的最大适用高度时，列入B级高度高层建筑，见表3.3.1-2，其房屋高度不应超过表中规定的最大适用高度，而对于B级高度高层建筑，《高规》的相关计算和构造要求比A级高度更为严格。同时，抗震设计的B级高度的高层建筑，应按国家和地方有关规定，申报“超限高层建筑的抗震设防专项审查”。超过B级高度应申报全国性的超限审查。
2.2高宽比
高层建筑应对高宽比进行控制。《高规》3.3.2条：钢筋混凝土高层建筑结构的高宽比不宜超过表3.3.2的规定。高层建筑的高宽比，是对结构整体工程性能指标的宏观控制，从统计规律看，高宽比控制在规范限制的范围内时，是比较经济合理的。但是，规范并未强制要求必须满足高宽比限值要求，只要通过可靠的计算分析和设计，结构设计满足《高规》规定的各项基本要求后，保证结构安全的前提下，高宽比限值不是必须满足的，是可以超越的。其主要影响结构设计的经济性。
2.3位移比
计算时应采用全楼强制刚性楼板假定，并考虑偶然偏心影响，不考虑双向地震力作用。位移比应满足《高规》3.4.5条规定，A级高度不宜大于1.2，不应大于1.5；B级高度、超过A级高度的混合结构及复杂高层建筑不宜大于该1.2，不应大于1.4。
2.4周期比
计算时应采用全楼强制刚性楼板假定，不考虑偶然偏心影响。周期比应满足《高规》3.4.5条规定，A级高度不应大于0.9；B级高度、超过A级高度的混合结构及复杂高层建筑不应大于0.85。
2.5刚度比
楼层侧向刚度比应满足《高规》3.5.2条要求，框架结构楼层与上部相邻楼层的侧向刚度比γ1不宜小于0.7，与上部相邻三层侧向刚度平均值的比值不宜小于0.8。其余结构体系不小于0.9；本层层高是相邻层的1.5倍时，不小于1.1；底部嵌固楼层不小于1.5。不满足要求的按《高规》3.5.8条规定楼层剪力应乘以1.25的增大系数。
2.6楼层抗剪承载力比
楼层层间抗侧力结构受剪承载力比应满足《高规》3.5.3条要求，A级高度高层建筑的楼层抗侧力结构的层间受剪承载力不宜小于其相邻上一层受剪承载力的80％，不应小于其相邻上一层受剪承载力的65％；B级高度高层建筑的楼层抗侧力结构的层间受剪承载力不应小于其相邻上一层受剪承载力的75％。否则为结构承载力薄弱层，程序计算时应强制指定该层为薄弱层进行内力调整，按《高规》3.5.8条规定楼层剪力应乘以1.25的增大系数。
2.7层间位移角
是衡量结构侧向刚度的宏观指标，在正常使用条件下，限制高层建筑结构层间位移的主要目的有两点：（1）保证主结构基本处于弹性受力状态，控制钢筋混凝土结构竖向和水平构件的裂缝。（2）保证填充墙、隔墙和幕墙等非结构构件的完好，并能够正常使用。计算时应采用全楼强制刚性楼板假定，考虑扭转耦联，不考虑偶然偏心影响，其限值应满足《高规》3.7.3条。
2.8剪重比
对于长周期结构，规范所采用的振型分解反应谱法无法准确计算地震反应，为保证结构安全，规范对最小地震剪力系数进行强制要求，即剪重比应满足《高规》4.3.12条规定。当不满足时，结构水平地震总剪力和各楼层的水平地震剪力均需要进行相应的调整，或改变结构刚度使之达到规定的要求。
2.9刚重比
结构整体稳定验算结果，当满足《高规》5.4.1条时要求，重力二阶效应的影响相对较小，可忽略不计。当满足《高规》5.4.4条时，结构整体稳定，即重力二阶效应不至于引起结构失稳；当不满足时，应调整结构整体刚度。
2.10轴压比
抗震设计时，限制框架柱和剪力墙的轴压比主要是为了保证其延性要求。轴压比应满足《高规》6.4.2，7.1.6条规定。
3关于几个指标的进一步讨论
3.1周期比与位移比
周期比反映的是结构的整体抗扭刚度，计算时不考虑偶然偏心影响；位移比则直接反映单一方向和局部构件的扭转规则性，计算时需考虑偶然偏心影响。均需按刚性楼板假定计算。当高层建筑结构当偏心率较小时，结构扭转位移比一般能满足规范规定的限值，但其周期比有的会超过限值，必须使位移比和周期比都满足限值，使结构具有必要的抗扭刚度，保证结构的扭转效应较小。当结构的偏心率较大时，如结构扭转位移比能满足规范规定的上限值，则周期比一般都能满足限值。
3.2刚度比与楼层抗剪承载力比
刚度比反映的是楼层中的变形不均匀性而形成的结构软弱层；抗剪承载力比反映的是楼层中的承载力不均匀而形成的结构薄弱层，对于软弱层和薄弱层计算时均需进行水平地震剪力放大。
3.3剪重比与刚重比
剪重比反映了结构地震反应的大小，重点控制的是抗震安全性，间接反映了结构的整体刚度；刚重比则是反映了结构刚度与重量之间的相关关系，重点控制结构的整体稳定性，二者同结构的整体刚度密切相关。当计算水平剪力较小，楼层剪重比较小、不满足规范要求时，结构刚度虽能满足水平位移限值要求，但有可能整体稳定同时不满足要求。因此，要二者同时满足规范的要求，需对结构的整体刚度进行合理的调整，这也反映了这两个指标之间的间接相关关系。
楼层值周总结篇12
1框架剪力墙结构设计关注点
1.1合理配置
剪力墙的平面布置一般原则是均匀、分散、对称、周边。分散原则是要求剪力墙片数不要太少,而且每片剪力墙刚度不要太大,连续尺寸不要太长,使抗侧力构件数量多一些,分散一些,每片剪力墙的弯曲刚度适中,在使用中不会因为个别墙的局部破坏而影响整体的抗侧力性能,也不会使个别墙的受力太集中,负担过重而引起过早地被破坏,刚度过大的墙承担的内力也大,相应的基础处理难度增加,同时也考虑到剪力墙相距太远,楼面刚度要求大,很难满足要求,周边的原则是考虑建筑物抵抗扭转能力,便于保证刚度中心与平面中心相吻合;剪力墙布置在周边对称位置,增加抵抗扭转的内力臂,在不增加剪力墙面积的情况下,提高抗扭转能力。
剪力墙布置的位置应设在平面形状变化处,平面形状变化处;角隅、端角、凹角部位往往是应力集中处,设置剪力墙给予加强是很有必要的,在高层建筑的楼梯间,电梯间,管道井处,楼面开洞严重地削弱楼板刚度,对保证框架与剪力墙协同工作极为不利。因此,在工程设计中用钢筋混凝土剪力墙来加强这些薄弱端部,如楼梯间,电梯井道处,竖向管道井等是十分有效的。
剪力墙的间距,对现浇钢筋混凝土楼盖L/B=2―4为宜,对装配整体式钢筋混凝土楼盖L/B=1―2.5为宜,原则是建筑物愈高,抗震设防烈度愈高取值愈小。
1.2提高轴压比
轴压比主要为控制结构的延性，随着轴压比的增大，结构的延性越来越差，对高层建筑抗震十分不利。我国现行规范均有相应要求。本工程在进行初步设计时，业主提出当地混凝土搅拌站无法保证C40以上混凝土施工质量，混凝土最高强度等级为C40。根据规范，一级框架剪力墙结构框架柱轴压比为0.75，若按框架柱轴压比为0.75设计，框架柱的截面面积很大，影响建筑平面布局。故框架柱采取规范提出的构造措施提高柱轴压比限值至0.90设计。底部加强区剪力墙厚度为350mm，混凝土强度等级为C40，能够满足设计要求。但在其他的一些高层建筑结构的底部几层，由于混凝土强度等级低，为使剪力墙轴压比不超过规范规定的限值，会出现剪力墙厚度很大的不合理情况。
规范现仅按结构抗震等级和设防烈度给出了混凝土剪力墙的轴压比限值，没有考虑通过采取构造措施提高其轴压比限值。国内人员研究表明，即使高宽比为1.0的低剪力墙，同样可具有良好的延性性能。研究剪力墙约束边缘构件配箍率、位移延性比、剪力墙高宽比等因素对剪力墙轴压比限值的影响，并给出满足具体延性需求、对应不同约束边缘构件配箍特征值的剪力墙轴压比限值，供工程设计参考。
1.3框架剪力墙中连梁设计
钢筋混凝土框架一剪力墙结构,在强烈地震作用下能有效地通过反复的非弹性变形耗散地震能量,是一种较好的抗震结构体系。对于与框架一剪力墙平行的框架梁,即纵向梁构件采用带非线性转动弹簧的线弹性弹簧梁单元模拟。对于柱单元则假定其只发生非弹性弯曲变性而不发生非弹性轴向变形。对于框架一剪力墙结构中的横向梁两端承受着不同的竖向位移,并且由于节点的转动和两节点转动量的不同,横向梁还承受扭转。因此可采用竖向和转动弹性弹簧来模拟这种效应。模型中指定相对转动中心位于墙构件中心轴上高度点处,认为参数的合适值可基于沿层间高度预期的曲率分布选取
一般多竖向单元模型考虑了墙截面中性轴的移动,可预测墙的弯曲反应,是一种适合于多层钢筋混凝土框架一剪力墙结构的非线性分析的拟三维模型。
2工程实例
2.1工程概况
某项目总建筑面积20041m2。其中，地上部分建筑面积18880m2，共16层，带5层裙房和一层设备转换层，建筑高度68.8m，地下部分建筑面积1161m2，共1层。结构体系为框架剪力墙结构，抗震设防烈度7°，设计基本地震加速度值为0.10g，设计地震为第一组，II类场地，设计特征周期为0.4s，风荷载按100年一遇风压取值为0.45kN/m2，雪压取值为0.35kN/m2。
2.2剪力墙平面布置
剪力墙的平面布置遵循均匀、分散、对称、周边原则。每片剪力墙刚度不要太大，连续尺寸不要太长，每一片墙肢的弯曲刚度适中，不会因为个别墙肢的局部破坏而影响整体的抗侧力性能。刚度愈大的墙肢吸收的荷载也愈大，所以考虑墙肢开洞来减轻墙肢的刚度集中问题。剪力墙布置在平面形状变化处，如角隅、端角，因为凹凸角部位是应力集中处，宜设置剪力墙加强。同时电梯间、楼梯间楼面开洞严重地削弱楼板刚度，所以不能保证框架与剪力墙协同工作，需要设置剪力墙来加强。在楼梯及电梯间布置均匀、对称的剪力墙，同时为了保证结构抵抗扭转能力，使刚度中心与平面中心相吻合，在结构周边对称位置布置剪力墙，提高抗扭转能力。但平面图1中3轴与A轴处建筑平面布置不允许布置剪力墙，故在4轴与A轴处布置剪力墙。同时为防止墙肢刚度过大而吸收大量的地震力而破坏，在较长的剪力墙中开设洞口，将其分成长度较为均匀的若干墙段，墙肢之间采用连梁连接，使每片剪力墙的弯曲刚度适中，不会出现个别墙的受力太集中而引起破坏。本设计中，主楼楼层面积Af为1050m2，剪力墙面积AW为18.50m2，框架柱面积AC为14m2，AW/Af=1.76%，(AC+AW)/Af=3.09%。
设计中对扭转效应的控制采取了一些措施:①由于主楼标准层凸出部分大于平面总宽度的30%，故将该凸出部位板厚加厚至150mm，并在计算时设为弹性楼板；②设备层层高低，其刚度虽大于相邻上部楼层侧向刚度的70%，但刚度相对其相邻层还是比较薄弱，故将设备层及其相邻的上下层强制设为薄弱层，加强该处的竖向构件；③采取措施使各楼层的刚心、质心的偏心距控制在0.15以内，主楼与裙房屋面的质心、刚心偏心距小于建筑相应边长的20%；④在裙房的一侧合理布置剪力墙；⑤对框架柱倾覆弯矩及楼层框架总剪力进行调整，主楼的底部总剪力为裙房屋面的总剪力。模型经过调整，对计算结果进行分析判断，确认后作为工程设计依据。结构计算结果如表1所示。
楼层值周总结篇13
在许多工程实际的建造中经常会使用框支剪力墙结构方式，在转换梁的受力、结构方式等方面有它的特别性，本文根据具体实例，详细阐述框支转换剪力墙结构的相应受力特性和规律。
2.结构计算模型
2.1工程概要
此工程是皇家御府的项目，在此工程中我用了框支转换剪力墙结构，该结构项目的总高度74.4米，有二十三层。一、三层是商铺，用的是框架结构加楼、电梯筒架空；四到二十三层为普通住宅，结构是剪力墙结构；二十二到二十三层是电梯机房和复式住宅。转换层在第三层，用的梁式转换。
一到三层是框支转换剪力墙结构，四至二十三层为剪力墙结构，结构抗震等级：剪力墙，非底部加强部位为4级，底部加强部位为3级，框支框架为2级，设防烈度为6度，基本结构地震的加速度是0.05g，场地类别II类，特征周期是0.35s，图1和图2、给出了结构的柱梁布置状况，层高、混凝土等级等见表1，在此文中，我以第二和第四及第六，此三层作为实例来说明。
图 1 1-3层柱截面尺寸图及结构布置图
图2 4层转换层墙肢支承情况及梁截面尺寸图布置
2.2框支剪力墙结构受力特点
框支梁不同于普通转换梁（托柱），它不但承受着弯矩，剪力，还承受着拉力；它的抗侧刚度变化大，把剪力墙的力转换给混凝柱来承受。因此规范对它的梁宽和梁高有了相应的规定，规定宽度要大于上部剪力墙厚2倍和400毫米的较大值。梁的高度不宜小于八分之一梁的跨度，但是在实际的应用中，梁的宽度和高度远大于规定值，此原因乃是梁的宽度和高度在刚度要求满足的情况下，还要满足剪压比的规范要求，用高规10.2.8条的公式（10.2.8-2）来确定框支梁的剪力最大设计值。
通过公式（10.2.8-2）控制框支梁的宽度、高度，为了避免转换梁的高度和宽度过大，普通楼层的净高太低，转换层层高太高，限制结构竖向布置的不规则性，避免结构刚度沿竖向突变，形成薄弱层，规范规定转换层上下主体结构总剪切刚度之比γ值的范围（转换层在二层时不应少于0.5，二层以上时不应少于0.6），对于γ值的范围我们可以通过高规的E.0.1-1式来计算。
梁式转换的适宜跨度应控制在8m以下，如超过8米则应加大梁下转换柱的截面，或减少转换梁上剪力墙的自重（即墙中部开洞口）；落地剪力墙宜对称布置有助平面高度的均匀，从而减小转换层附近的受力复杂程度；尽量避免同一片墙一端落在硬支座（墙柱）上而另一片落的软支座（转换梁）上，不能避免时应尽量减小落在软支座上的长度。不落地墙最好位于转换梁跨中部位，这样可以防止托梁沿跨度方向竖向变形不同即两端竖向位移差过大，而造成转换层上一层小墙肢和连梁超筋的现象。
2.3转换层位置变化对结构周期的影响
第一平动周期 一般有两个方向，即X向和Y向，对于周期比，高规已明确 是刚度较弱的方向，即长周期方向，但如果这个周期震型的底部剪力不是最大的，应该选择第二个长周期，因有的周期虽然长，但以局部震动为主，所以虽然周期最长但不是第一周期。
表2至表4表示为上部剪力墙为200mm厚时第二层和第四层及第六层自振周期，由此表便知，对于皇家御府小区的此住宅的结构模型框支转换层设在第二和第四及第六层时，结构第一和第二振型X，Y向均为平动振型，X向的底部剪力为4692kn，Y方向的底部剪力为4060kn，X方向的底部剪力最大，及第一平动振型为X向的侧振周期，第三振型为扭转振型，经过以上分析，它没改变此结构动力特性，当转换层住上更加提升时，扭转周期会更长。
周期比不是控制结构的结实性，而是控制结构的合理布局，来控制在罕遇地震下的结构的扭转效应。且必须用强制刚性楼板假定来计算，其目地是可以约束局部的较大变形、以过滤局部振动产生的周期。
由上表可以知，转换层的位置越往上移，结构周期就越大，结构Tt/T1也会不断增大，既结构就越偏柔， 结构扭转的作用也在显著加大。
2.4转换层位置变化对位移比及位移角影响
位移比实为最大的位移除以平均的位移，则平均位移为“最大的位移+最小的位移/2”， 若楼层中有弹性节点，需采用强制刚性楼板假定。否则即出现最小的位移是0，最大位移的一半等于平均位移，位移比是2，则失去此参数的参考意义。它是控制结构平面不规则性的重要指标。如位移比不满足要求需改变结构平面布置，注意调整结构构件的结构刚度，减少结构质心和刚心的偏心距。
本工程以转换层位于第二、六层结构Y方向地震作用下的最大楼层位移曲线（图3）（图4）为例，转换层位于第二层时，位移值从一～二十三层变化幅度不大，只在二层附近有小许突变。位移曲线的偏移呈弯曲型居多，转换层位于第六层结构Y向地震作用下的最大楼层位移，其变化幅度较大，位移曲线偏移呈剪切变化，综上所述，框支转换层设的越高，结构则越偏柔。
图3 Y向最大楼层位移曲线（转换层在二层时）
图4 Y向最大楼层位移曲线（转换层在六层时）
位移角指的是顶点位移与结构总高的比值，一般结构总高不改变，但可以改变顶点位移，顶点位移与竖向抗侧构件的刚度有关，其刚度越大，顶点位移就小，则加大竖向抗侧构件的刚度，如加大其截面尺寸或混凝土强度，都可以改善位移角的比值。
图5表示转换层在第二层时地震作用下Y向最大层间位移角曲线，图6表示转换层在第六层时地震作用下Y向最大层间位移角曲线。
图5结构Y向最大层间位移角曲线（转换层在二层时）
图6结构Y向最大层间位移角曲线（转换层在六层时）
由上面两个图能看出，框支转换层布在第二层的时候，结构层间的位移角的曲线就比较的平滑，没有太多的起伏转折及突变，但越高到了第六层时，它的数值变化越来越大，曲线突变起伏大、转折多变化快，则转换层布置的越高，此情况越明显，这个现象就告诉大家，框支转换层设计的愈高，则越容易出现薄弱层，不但转换层会变成薄弱层，转换层的下面的楼层也会变成薄弱层。这也进一步论证了高规10.2.5条重要性，应根据抗震烈度（即地震力）来严格控制转换层的位置。
3.结束语
本文通过皇家御府此小区这栋住宅楼计算，分析框支转换剪力墙结构的受力特性，把框支转换层布置在不同的位置，来分析框支转换剪力墙结构的周期、位移比、位移角的变化规律与抗震性能之间的关系。
参考文献：
