沈陽財富中心（三期）超限高層建筑抗震設計可行性論證報告項目名稱：沈陽財富中心（三期）項目地址：沈陽市沈河區北站路南側建設單位：沈陽英特納房產開發有限公司院長：馮曉明總建筑師：王洪禮總工程師：吳一紅項目總負責人：王洪禮審定人：陳勇專業負責人：鄭孝黨校對人：董志峰設計人：陳鵬呂延超目錄1工程概況2設計依據2.1設計規范和標準2.2工程地質勘察報告2.3場地地震安全性評價報告3結構設計條件3.1設計基本參數3.2材料3.3樓層面荷載3.4樓層線荷載3.5風作用3.6地震作用3.7雪荷載3.8荷載效應組合3.9驗算要求4工程地質概況5結構布置5.1結構體系5.2樓蓋體系5.3主要構件截面尺寸5.4基礎選材6結構超限類型和程度7抗震設防要求7.1抗震設防基本要求7.2抗震等級7.3抗震性能指標7.4整體變形控制目標8彈性計算分析8.1整體計算8.2計算結果匯總8.3彈性時程分析8.4彈性分析結論9構件驗算9.1構件驗算流程9.2核心筒剪力墻9.3框架柱10風作用舒適度驗算11大懸挑撓度及舒適度計算11.1大懸挑撓度計算11.2大懸挑舒適度計算12靜力彈塑性PUSH-OVER分析12.1靜力彈塑性分析模型及荷載模式12.2結構相對位移與結構整體抗震性能評價13動力彈塑性時程分析與抗震性能評價13.1概述13.2結構非線性彈塑性分析模型13.3動力彈塑性時程分析13.4抗震性能評估方法13.5小結及設計建議14風荷載數值模型14.1數值模擬方法14.2單體結構的風洞數值模擬14.3考慮周圍高層建筑影響的風洞數值模擬附錄一建筑初步設計圖紙附錄二結構初步設計圖紙1工程概述沈陽財富中心由沈陽英特納房產開發有限公司開發建設，建筑用地位于沈陽市沈河區沈陽金融商貿開發區的中心地段，北臨北站路，南側為團結路，東側為迎賓路，西側緊鄰新港澳大廈，工程分三期建設，總用地面積為2.05公頃。沈陽財富中心（三期）總建筑面積109932㎡。其中地下6層為停車庫，建筑面積20793㎡;地上44層為辦公樓（包括兩層避難層），建筑面積89139㎡。建筑總高度187.1m，結構主要屋頂樓面高為179.9m，建設用地位置見圖1.1，建筑效果圖見圖1.2，建筑主要功能分區和各層層高情況，見表1.1及圖1.3，標準層平面見圖1.4。表1.1建筑功能分區和層高樓層建筑功能層高（m）46電梯機房水箱間層層3.945機房層3.331~44辦公4.030避難層4.016~29辦公4.015避難層4.04~14辦公4.03辦公/會議室5.42銀行4.01寫字樓大堂6.2地下1層汽車大堂5.0地下2層地下車庫2.9地下3~6層地下車庫2.42設計依據2.1設計規范和標準《建筑結構可靠度設計統一標準》GB50068-2001《建筑工程抗震設防分類標準》GB50223-2008《建筑結構荷載規范》GB50009-2001(2006年版）《建筑抗震設計規范》GB50011-2001(2008年版）《混凝土結構設計規范》GB50010-2002《高層建筑混凝土結構技術規程》JG73-2002《型鋼混凝土組合結構技術規程》JGJ138-2001《鋼結構設計規范》GB50017-2003《地下工程防水技術規程》GB50108-2001《高層民用建筑鋼結構技術規程》JGJ99-98《建筑地基基礎設計規范》GB50007-2002《建筑鋼結構焊接規程》JGJ-81-2002《鋼筋焊接及驗收規程》JGJ18-2003《鋼筋機械連接通用技術規程》JGJ107-2003《高層建筑結構用鋼板》YB4104-2000《建筑地基基礎設計規范》DB21/097-2005《工程建設標準強制性條文》房屋建筑部分2002版《鋼結構工程施工質量驗收規范》GB50205-20012.2工程地質勘察報告沈陽建材地質工程勘察院提供的《沈陽財富中心A座沿途工程勘察報告》（以下簡稱《巖土報告》），2010年5月。2.3場地地震安全性評價報告遼寧省地震研究所提供的《沈陽市財富中心工程場地地震安全性評價》（以下簡稱《安評報告》），2003年4月。3結構設計條件3.1設計基本參數本工程采用的結構設計分析基本參數，見表3.1。表3.1辦公樓結構分析和設計采用的建筑物分類參數結構設計基準期50年結構設計使用年限限50年結構設計耐久性50年建筑結構安全等級級二級結構重要性系數γγ01.0建筑抗震設防分類類乙類建筑高度類別超A地基基礎設計等級級甲級基礎設計安全等級級一級抗震設防烈度7度抗震措施8度場地類別Ⅱ類（根據《巖土報報告》確定特征周期（Tg）0.35彈性分析阻尼比5%剪力墻抗震等級特一級框架柱抗震等級一級周期折減系數0.85注：建筑使用的隔墻或填充墻對結構的剛度會產生影響，這也會引起結構地震效應的變化，本工程考慮到隔墻或填充墻對結構的影響，設定結構周期折減系數為0.85。3.2材料3.2.1混凝土表3.1混凝土強度等級樓層位置核心筒剪力墻框架柱梁、板L21以下C60C60C35L22~L36C50C50C35L36以上C40C40C353.2.2鋼筋表3.2鋼筋表鋼筋種類直徑（mm）標準值fyfy(N/mm2)設計值fyfy(N/mm2)彈性模量Es(N/mm2)HPB2358~202352012.1×105HRB3356~503353002.0×105HRB4006~504003602.0×1053.2.3型鋼結構用型鋼均采用Q345B級。3.3樓層面荷載樓層附加恒荷是指除了結構構件自重以外的建筑吊頂、地面以及設備等荷載，特殊設備荷載由相關單位提供；樓、屋面活荷載按《建筑結構荷載規范》（GB50009-2001,2006版）規定取值。表3.3附加恒荷載及活荷載用途附加恒載KN/㎡㎡活荷載KN/㎡辦公室找平層連飾面+吊吊頂1.53.0（隔墻）電梯大堂找平層連飾面+吊吊頂1.53.5不上人屋頂找平層連飾面+隔隔熱防水層3.60.50上人屋頂找平層連飾面+隔隔熱防水層3.62.0銀行找平層連飾面+吊吊頂+設備2.03.0（隔墻）通風機房找平層連飾面+吊吊頂1.57.0電梯（升降機房）找平層連飾面+吊吊頂1.57.0配電室找平層連飾面+吊吊頂1.57.0車庫找平層連飾面+設設備1.84.0汽車大堂找平層連飾面+吊吊頂3.54.0首層大堂找平層連飾面+吊吊頂3.53.5洗手間找平層連飾面+吊吊頂1.52.5走廊找平層連飾面+吊吊頂1.52.5儲藏室/垃圾房找平層連飾面1.52.5避難層找平層連飾面+吊吊頂2.010.03.4樓層線荷載外圍玻璃幕墻按1.5kN/㎡；砌體容重12kN/?，考慮雙面抹灰20mm厚混合砂漿，所有隔墻上方梁高按實際尺寸考慮，200mm厚隔墻取3.2kN/㎡，100mm厚隔墻取2.0kN/㎡。3.5風作用本工程地處沈陽市中心區域，根據《建筑結構荷載規范》(GB50009-2001,2006版），100年重現期基本風壓值0.6kPa，風壓高度變化系數按C類地面粗糙度采用，由于規范沒有適合本工程的風荷載體型系數，利用風洞數值模擬結果與規范附錄比較，建筑物風荷載體型系數取為1.4，風洞數值模擬結果詳見第13章。3.6地震作用根據《建筑抗震設計規范》（GB50011-2001，2008年版）和《巖土報告》，本工程抗震設防烈度為7度，水平地震影響系數最大值為0.08，設計地震分組為第一組，場地土類別為=2\*ROMANII類。進行了《安全報告》提供的場地設計反應譜參數與規范反應譜參數的比較，見圖3.1、圖3.2及表3.4。表3.4《安評報告》地表地震動設計參數多遇地震（小震）設防地震（中震）罕遇地震（大震）抗震規范安評報告抗震規范安評報告抗震規范安評報告抗震影響系數αmmax0.080.0790.230.2670.500.562特征周期Tg（ss）0.350.310.350.380.350.45阻尼比0.050.050.050.050.050.05加速度峰值（cmm/s2）3534.6100118.5220245.2γ曲線下降段衰減指指數0.91.060.91.010.90.92βm動力系數最大值2.252.252.252.252.252.25從圖表中可以看出，《安評報告》給出的小震水平地震影響系數最大值和譜曲線均小于規范給定的數值，因此，本工程在進行抗震設計時，地震作用（小震、中震及大震）均采用《建筑抗震設計規范》（GB50011-2001，2008年版）給定的參數。3.7雪荷載根據《建筑結構荷載規程》（GB50009-2001，2006版），沈陽地區100年一遇的基本雪壓為0.55kpa，屋面積雪的分布系數為1.0。3.8荷載效應組合在進行構件承載力驗算時，其荷載或作用的分項系數按表3.5取值，并取各構件可能出現的最不利組合進行截面設計。表3.5設計荷載分項系數組合恒載活載風地震有利不利有利不利1恒+活1.351.00.7×1.40.0——2恒+活1.21.01.40.0——3恒+活+風1.21.00.7×1.40.01.0×1.44恒+活+風1.21.01.0×1.40.05恒+活+水平地震1.21.00.5×1.20.56恒+活+風+水平地震1.21.00.5×1.20.53.9驗算要求3.9.1正常使用極限狀態Sd≤C式中，Sd——荷載效應設計值（如變形、裂縫）；C——設計對該效應的相應限值。構件豎向變形限制條件：樓面梁：Lo<7m時，≤1/200;7≤Lo≤9m時，≤1/250；Lo>9m時，≤1/300；式中，Lo——梁的計算跨度。主鋼梁或鋼桁架：可變荷載作用，≤1/500；永久和可變荷載作用，≤1/400；次鋼梁：可變荷載作用，≤1/300；永久和可變荷載作用，≤1/250。3.9.2承載能力極限狀態1）驗算構件承載力極限狀態時，對于非地震組合應滿足：γ0S≤R式中，γ0——結構重要性系數，本工程γ0=1.0；R——結構構件承載力設計值。2）在第一階段抗震設計，構件的承載力應滿足下列要求：γRES≤R式中，γRE——承載力抗震調整系數，見表3.6;S——結構構件內力組合的設計值。表3.6γRE取值材料結構構件受力狀態γRE鋼柱、梁節點板件、連接螺螺栓連接焊縫0.750.850.90混凝土梁軸壓比小于0.115的柱軸壓比不小于0..15的柱剪力墻各類構件受彎偏壓偏壓偏壓受剪、偏拉0.750.750.800.850.85型鋼混凝土梁柱支撐剪力墻各類構件及節點焊縫及高強螺栓受彎偏拉、偏壓拉、壓偏拉、偏壓受剪0.750.800.850.850.850.904工程地質概況根據《巖土報告》，本工程場地地形較平坦，地面標高介于45.67~46.20m，穩定性較好，適宜建筑。除=1\*GB3①雜填土不宜做天然地基外，其余各層土均可做天然地基，地基承載力特征值fak及變形模型E0等數據見表4.1，根據基礎埋深，選用=8\*GB3⑧圓礫作為基礎持力層。表4.1各層地基土承載力及變形參數底層名稱承載力特征fak（kPa）變形模量Eo（MPa）層厚（m）樁端阻力標準值qqpa(kPa)樁側阻力標準值qqsa(kPa)eq\o\ac(○,1)雜填土0.7~3.7eq\o\ac(○,2)中砂1809.50.4~3.920eq\o\ac(○,2)1中砂906.00.6~3.37eq\o\ac(○,3)礫砂30021.21.0~5.445eq\o\ac(○,4)圓礫45032.21.0~5.855eq\o\ac(○,5)礫砂48029.10.9~3.970eq\o\ac(○,6)圓礫55035.01.7~6.575eq\o\ac(○,6)1礫砂48029.11.0~2.870eq\o\ac(○,6)1中砂30017.01.327eq\o\ac(○,7)粉質粘土1805.0（壓縮模量）0.40~2.22030eq\o\ac(○,7)1細砂21014.11.1~2.818eq\o\ac(○,8)圓礫60032.22.8~6.867eq\o\ac(○,8)1礫砂50026.31.465eq\o\ac(○,9)礫砂60030.41.1~7.0280065eq\o\ac(○,9)1圓礫60032.22.1305070eq\o\ac(○,10)圓礫60032.08.8~16.77305067eq\o\ac(○,11)泥質礫巖巖40030.2250065擬建場地地下水屬孔隙潛水，微承壓性?？碧狡陂g，受地鐵施工降水影響，靜水位埋深為17.10m~17.60m，靜水位高程為28.46m~27.70m，未降水前，地下水位一般埋深為6.00m~8.00m。地下水位季節性變幅在1.0m--2.0m，抗浮設計水位建議按絕對高程40.00m進行設計。地下水對混凝土結構中鋼筋具有微腐蝕性。擬建場地自地面下20m深度范圍內的砂土層經試驗證明均不會產生液化。本工程室內±0..000相當于絕對對標高46..00m，基基礎埋深211.190mm，計算浮力力時水頭高差差15.19m，則則地下水浮力力標準值為115.19xx10≈152kPPa，整體計計算時筏板在在恒荷載作用用下，最小反反力標準值為為330kPPa，抗浮驗驗算滿足要求求。5結構布置5.1結構體系本工程的總建筑高高度187..1m，結構構主要屋頂樓樓面高1799.9m，基基礎埋深211.19mm，滿足規范范大于塔樓高高度1/188的要求。地下室共6層，地地下2~6層為地下機機械停車庫，層層高2.4mm，地下1層為汽車大大堂，層高5.00m。地下室室平面為塔樓樓向周圍延伸伸一、二跨，借借助建筑隔墻墻位置，設置置剪力墻增加加地下室剛度度，同時剛度度，使塔樓框框架柱內力均均勻擴散到基基礎底板，用用以減少基礎礎的厚度和配配筋，詳見圖圖5.1。標準層建筑平面尺尺寸為40..8mX555.5mm，外輪廓接接近矩形，南南北向為弧形形，東西向為為折線形，核核心筒為矩形形，塔樓地上上44層，首層層為塔樓大堂堂，2層為銀行，33層以上為辦辦公室，標準準層層高4..0m，見圖圖5.2。選擇鋼筋混凝土框框架一核心筒筒作為結構體體系，以混凝凝土核心筒為為主要抗側力力構件，外框框架柱承受豎豎向荷載為主主，提供部分分抗側力剛度度以及二道防防線作用；核核心筒寬度115.0m，高寬比為為11.99；建筑物高寬寬比為4.44，滿足A級高度高層層建筑結構最最大高寬比66的要求。5.2樓蓋體系系5.2.1地下室室由于層高的限制，地地下2--55層樓板采用用鋼筋混凝土土厚板形式，樓樓板厚度2550mm，局局部500mmm厚，框架架柱之間以及及框架柱與核核心筒之間采采用寬扁梁形形式進行連接接；考慮到地地下室對上部部結構的嵌固固作用，地下下i層和首層采采用普通鋼筋筋混凝土主次次梁樓蓋形式式，樓板厚度度200mmm。5.2.2塔樓塔樓范圍內采用現現澆鋼筋混凝凝土主次梁樓樓蓋形式，標標準層樓板厚厚度120mmm，避難層層樓板厚度1150mm。按建筑使用功能要要求，在地上上2,3..4層局部部以及標準層層的東南角和和西北角采用用了大懸挑結結構形式，懸懸挑區域的挑挑梁采用鋼結結構形式，樓樓板采用1110mm厚壓型鋼鋼板組合樓板板，詳見圖11.1、圖11.22，與懸挑相相連的框架梁梁和柱內部配配置型鋼。5.3主要構件截截面尺寸表5.1主要構件的的截面尺寸樓層核心筒剪力墻（外外/內）框架柱框架梁次梁基礎~首層900/6001400×18000（型鋼）1400×16000（型鋼）800×500450×850300×700地上1~地上5800/6001400×18000（型鋼）1400×16000（型鋼）600×750500×850350×650地上6~地上10800/600、800/55001400×16000（型鋼）1400×16000（型鋼）500×850600×750350×650地上11~地上16700/5001400×16000（型鋼）1400×14000（型鋼）600×750500×750350×650地上17~地上24600/500、600/44001400×14000（型鋼）1300×13000（型鋼）600×750500×750350×650地上25~地上36500/400、500/33001400×14000（型鋼）1300×130001200×12000600×750500×750350×650地上37~地上44400/3001100×110001000×10000800×800600×750400×750350×650地上45~頂層300/300800×800350×650注：框架柱與剪力力墻布置、尺尺寸及構件驗驗算詳見第99章5.4基礎選型根據《巖土報告》，經經過技術和經經濟對比分析析，本工程采采用平板式筏筏板基礎?；A持力層為為⑧圓礫，天然然地基承載力力特征值6000kPa。筏筏板混凝土強強度等級C440，塔樓底底部筏板厚度度3.3m，有有坑槽的部分分局部加厚，塔塔樓范圍以外外周邊筏板厚厚23m。經計計算天然地基基的平均沉降降為26.01mm,塔樓內筒下下的最大沉降降為31.00mm。6結構超限類型和程程度根據《建筑筑抗震設計規規范》、《高高層建筑混凝凝土結構技術術規程》和《超超限高層建筑筑工程抗震設設防審查細則則》有關規定定，本工程結結構超限情況況見表6.1。表6.1結構超限情情況匯總超限項目判定結果判定原因高度超限（m）是超A級高度鋼筋混凝土土框架——核心筒高層層建筑（1779.9m>>130m，但但小于1800m）；復雜高層否不規則類型扭轉不規則是最大扭轉位移比：：X向1.18（7），Y向1.26（9），大于1.2但小于1.4；樓板局部不連續否地上2層樓板開洞面積占占樓層面積的的21%，不超過30%；豎向不規則否側向剛度不規則否抗側力構件不連續續否樓層承載力突變否超限情況總結建筑高度超高A級級限制；扭轉不規則。說明：1.根據《高層建筑混混凝土結構技技術規程》（JGJ3--2002）第4.2..2條規定，A級高度鋼筋筋混凝土框架架——核心筒結構7度抗震的最最大高度為1130m，B級高度為1880m，故本本工程屬高度度超A級限制建筑筑。2.表中“復雜高層”按《高高層建筑混凝凝土結構技術術規程》（JGJ3--2002）第10.11.2條確定定，屬于非復復雜高層建筑筑。3.表中“平面扭轉位移比”按照《高層層建筑混凝土土結構技術規規程》（JGJ3--2002）第4.3..5條規定，B級高度高層層建筑、混合合結構高度建建筑及復雜高高層建筑的樓樓層豎向構件件的最大水平平位移和層間間位移，不宜宜大于該樓層層平均值的1.2倍，不應大大于該樓層平平均值的1.4倍，本工程程考慮5%偶然偏心時時，最大位移移比1.26，屬于扭轉轉不規則建筑筑。4.地上2層開大大洞面積占樓樓面面積的21%，標準層開開洞面積占樓樓面面積的5.6%，滿足《高高層建筑混凝凝土結構技術術規程》（JGJ3--2002）第4.3..6條和《建建筑抗震設計計規范》（GB500011-20001）第3.4.2條的規定，為為凹凸規則和和樓板連續結結構；5.樓層層間抗測測力構件的受受剪承載力和和其上一層受受剪承載力的的比值最小為為0.92（第4層），滿足足《高層建筑筑混凝土結構構技術規程》（JGJ3-2002）第4.4.3的規定，不屬于樓層承載力突變類型，詳見圖8.27所示及相應計算書。7抗震設防要求7.1抗震設防防基本要求按照國內現行抗震震設計規范，要要求建筑結構構采用三水準準進行抗震設設防，即“小震不壞、中中震可修、大大震不倒”，本工程各各階段抗震性性能水準的具具體建議，見見表7.1。表7.1抗震設防的的基本要求抗震性能水準小震結構在地震后完好好、無損傷，一一般不需修理理即可繼續使使用，人們不不會因結構損損傷造成傷害害，可安全出出入和使用。中震地震后將誒夠的薄薄弱部位和重重要部位的構構件輕微損壞壞，出現輕微微裂縫，其他他不問有部分分選定的具有有延性的構件件發生中等損損壞，出現明明顯裂縫，進進入屈服階段段，需要修理理并采用以下下安全措施才才可繼續使用用。大震結構在地震作用下下發生明顯損損壞，多數構構件中等損壞壞，進入屈服服，有明顯的的裂縫，部分分構件嚴重損損壞，但整個個結構倒塌，人人員會受到傷傷害，但不危危及生命安全全。7.2抗震等級級表7.2抗震等級結構部位抗震等級地下6~地下2層剪力墻三級柱三級地下1層以上剪力墻特一級柱一級7.3抗震性能能指標表7.3結構關鍵部部位的抗震性性指標結構構件類別小震中震大震鋼框架梁彈性屈服屈服外框鋼管混凝土柱柱彈性彈性屈服伸臂桁架斜撐彈性不屈服屈服核心筒底部加強區及相鄰鄰上一層彈性彈性不屈服(剪壓比滿足足規范要求))加強層及其上二層層彈性彈性其它層彈性不屈服（偏壓、偏偏壓驗算）彈性（受剪）連梁彈性不屈服（剪壓比滿足足規范要求）屈服7.4整體變形形控制目標表7.4層間位移角角限制工況層間位移角風1/681小震1/681大震1/1008彈性計算分析8.1整體計算算本工程彈彈性分析采用用中國建筑科科學研究院編編制的SATWE軟件（2007版）作為主主要計算分析析軟件，以美美國CSI公司的ETABS（9.7.00）軟件作為為輔助軟件進進行計算校核核，計算模型型如圖8.1所示，模型型中的樓層與與建筑樓層關關系，見表8.1。分析時，采采用振型分解解反應譜法計計算地震作用用，考慮了偶偶然偏心作用用，采用CQC法進行振型型組合。表8.1模型中的樓樓層與建筑樓樓層關系建筑樓層模型中的結構樓層層建筑標高說明B6~B11~6-17.600~~±0.00006層地下室L1~L47~10±0.000~119.6000入口大堂、銀行會議室L5~L1311~1919.600~559.6000辦公樓層避難層2059.600~663.6000避難層L14~L2721~3463.600~1119.6000辦公樓層避難層35119.600~~123.6600避難層L28~L4236~50123.600~~179.6600辦公樓層L43~L4451~52179.600~~186.8800出屋面機房水箱間注：室內外高差00.3m。表8.2嵌固層剛度度比位置X向剛度（kN/mm）Y向剛度（kN/mm）Kx=首層/L2層Ky=首層/L2層首層（1）3.2341E++074.7388E++074.594.83L2層（1）7.0480E++069.8079E++06首層（2）2.0298E++082.5402E++082.552.76L層（2）7.9532E++079.2005E++07注：第（1）種采采用“層間剪力與與層間位移之之比”的方法計算算，在SATTWE計算總總信息中的“地下信息”參數項內的“回填土對地地下室約束相相對剛度比”指定為0；第（2）種采用“剪切剛度”。取首層底板作為結結構嵌固層，其其與地上一層層側向剛度比比，見表8..2，從表中中可知，嵌固固層放在首層層，滿足《建建筑抗震設計計規范》(GB500011-22001)第第6.1.114條嵌固層層剛度比限制制2.0的要求求。整體計算參數及結結果見表8.3、表8.4。表8.3整體計算參參數計算目標多遇地震（小震）偶遇地震（中震）罕遇地震（大震）計算內容變形（承載力）主要構件承載力主要構件承載力計算軟件SATWE、ETTABSSATWESATWE水平力與整體坐標標夾角（度）0混凝土容重26鋼材容重78裙房層數0轉換層所在層號0地下室層數6墻元細分最大控制制長度m2對所有樓層采用剛剛性樓板假定定是（否）否否墻元側向節點信息息內部節點結構材料信息混凝土結構結構體系框架—核心筒結構恒活荷載計算信息息模擬施工加載3風荷載計算信息計算不計算不計算地震作用計算信息息水平地震地面粗糙度類別C修在后基本風壓0.6結構基本周期4.82體型分段數1第一段最高層好52第一段體形系數1.4結構規則性不規則設計地震分組一設防烈度7場地類別Ⅱ類考慮偶然偏心是考慮雙向地震是框架抗震等級一級四級四級剪力墻抗震等級特一級四級四級計算振型個數20活荷載折減系數0.50周期折減系數0.85結構阻尼比0.05特征周期0.35地震影響系數最大大0.080.230.50斜交抗震冊立構件件方向數0用戶自定義地震影影響參數否（附加地震）相應應角度0柱墻設計時活荷載載折減傳給基礎的活荷載載折減梁火鶴不利布置最最高層號52梁端負彎矩調整系系數0.85梁設計彎矩放大系系數1剪力墻加強層起算算層號7連梁剛度折減系數數0.70.70.5中梁剛度放大系數數2按抗規（5.2..5）調整閣閣樓層地震內內力是全樓地震作用放大大系數10.2Q0調整其其實層號/終止層號1考慮P-△效應是結構重要性系數1梁柱重疊部分建華華為剛域是按高規或高鋼規進進行構件設計計是混凝土柱的計算長長度執行混規規第7.3..11-3條是柱配筋計算原則雙偏壓恒荷載分項系數1.21.21活荷載分項系數1.41.41活荷載組合系數0.70.7活荷載重力荷載代代表值系數0.5風荷載分項系數1.4風荷載組合系數0.6水平地震作用分項項系數1.3層剛度比計算層間位移角之比地震作用分析方法法總剛分析方法表8.4整體計算結結構計算軟件SATWEETABS計算振型書2020第1.2平動周期4.823（X向向）4.96（X向）4.711（Y向向）4.60（Y向）第一扭轉周期4.0414.206第1扭轉/第1平動0.8380.848地震下基底剪力（kN）X1762817240Y1837418550結構總質量（kNN）1896925..21964160標準層單位面積重重度（kN/㎡）17.2617.87剪重比（不足時已已按規范要求求放大）X1.25%1.18%Y1.28%1.27%地震下傾覆彎矩（kN.m）X20081282052210Y19732992037027有效質量系數X97%97%Y97%93%100年一遇風荷荷載下最大層層間位移角限限制（1/681）X1/1574（225）1/1477（119）Y1/954（366）1/1126（332）地震荷載下最大層層間位移角（（1/681）X1/1054（227）1/949（255）Y1/896（366）1/908（322）考慮偶然偏心最大大扭轉位移比比X1.18（7）1.13（9）Y1.26（7）1.25（7）構件最大軸壓比（SATWE）剪力墻0.5柱0.65層剛度上層70%%或上3層平均值80%比值中最小值（層號）X1.1022（99）Y1.1415（99）樓層受剪承載力與與上層比值（層層號）X0.96（9）Y0.91（9）剛重比EJd/GGH2X2.25Y2.26根據上述計算結果果，結合規范范規定的要求求，可以得出出如下結論：：（1）第一扭轉周期與與第一平動周周期之比小于于0.85，滿足《高高層建筑混凝凝土結構技術術規程》(JGJ3--2002))第4.3.55條要求；（2）有效質量系數大大于90%，所取取振型數滿足足要求；（3）水平力作用下的的層間位移角角小于1/6681，滿足足《高層建筑筑混凝土結構構技術規程》第第4.63條的的要求（注：：層間位移角角限制按框架架一核心筒結結構考慮，建建筑高度在1150~250m間在在1/8000~1/5000線性插值）；；（4）X、Y方向剪重比，地下66層~地上3層小于《建建筑抗震設計計規范》(GB500011-22001)第第5.2.55條要求，但經經過調整，滿滿足最小剪重重比的要求；；（5）在偶然偏心地震震荷載作用下下，最大扭轉轉位移比大于于1.2，但不不大于1.44，屬于扭轉轉不規則結構構。滿足《高高層建筑混凝凝土結構技術術規程》第4.3.5條“B級高度建筑筑不應大于該該樓層平均值值1.4倍”的要求；（6）剪力墻軸壓比小小于0.5，框架架柱軸壓比小小于0.7，滿足規范范對軸壓比的的規定；（7）本工程地上部分分各樓層的側側向剛度與上上層70％或上3層平均值800％的比值均均大于1.00，故沒有弱層層；（8）本工程各樓層受受剪承載力均均不小于上一一層的75%%，不屬于樓樓層承載力突突變；（9）結構剛重比大于于1.4，小于于2.7，滿足足規范對結構構穩定的要求求，但應考慮慮重力二階效效應的影響；；（10）SATWE與ETTABS的計計算結果相近近，說明計算算結果合理有有效，計算模模型符合結構構的實際工作作狀況；（11）計算結果表明，結結構周期及位位移符合規范范要求，剪重重比適中，構構件截面取值值合理，結構構體系選擇恰恰當。8.2計算結果果匯總8.2.1周期期和振型PKPM與ETAABS計算的的前十階模態態基本一致，見見表8.5。從表表中可知，結結構前三階振振型分別為X向平動、Y向平動及扭扭轉，結構的的第一扭轉周周期與第一平平動周期之比比為0.8338，滿足高層建建筑混凝土結結構技術規程程》（JGJ3--2002）第4.3.55條中關于周周期比的要求求，PKPMM計算的前3階振型，如圖8.2所示。表8.5結構周期與與振型振型PKPMETABSETABS/PKKPM方向周期振型（X：Y：ZZ）周期14.82280.99:0:00.014.96291.029X24.71100:1:04.59850.976Y34.04150.01:0:00.994.20581.041Z41.57570.99:0:00.011.63461.037X51.38130.01:0.002:0.9971.38961.006Z61.28050:0.98:00.021.24560.973Y70.87670.99:0:00.010.90321.030X80.78540.01:0.001:0.9980.77250.984Z90.63300:0.98:00.020.60610.958Y100.58340.99:0:00.020.59621.022X8.2.2結構構質量分布結構總面面積10.999x104㎡，總恒載171x1104KN，平均每平平方米恒荷載載15.6kkPa，活載1.69kkPa，荷載沿樓樓層分布基本本均勻，如圖圖8.3所示。8.2.3結構構位移和位移移比指標1）結構在風荷載和和地震作用下下的位移曲線線，如圖8.4~圖8.11所示。2）剛性樓板假定下下，地震作用用層間最大位位移與平均位位移之比，見見圖8.12~圖8.13（PKPM模型）。從圖中可可以看出，結結構在Y±5%工況下底部部部分樓層位位移比略大于于1.2，最大值1.26，小于1.4。8.2.4風、地地震剪力及傾傾覆彎矩分析析首層豎向向荷載、地震震與風作用下下剪力及傾覆覆彎矩見表8.6，可以看出PKPM和ETABS的結果很接接近。表8.6首層豎向荷荷載、地震與與風作用下軸軸力、剪力及及傾覆彎矩豎向荷載重力荷載代表值（105kN）PKPM18.97ETABS19.06比值99.5%X向地震作用Y向地震作用X向風Y向風剪力(103kN)傾覆彎矩(106kN.mm)剪力(103kN)傾覆彎矩(106kN.mm)剪力(103kN)傾覆彎矩(106kN.mm)剪力(103kN)傾覆彎矩(106kN.mm)PKPM17.6282.00818.3471.97313.5221.52819.9572.260ETABS17.2402.05218.5502.03713.5101.52920.2502.348比值102.3%97.9%99.1%96.9%100.1%99.9%98.6%96.3%地震與風風作用下結構構各樓層的作作用力、樓層層剪力、彎矩矩分布見圖8.14~圖8.25所示（PKPM模型）。8.2.5結構構層間側移剛剛度比與層間間抗剪承載力力之比（(PKPM模型型）結構各樓層側移剛剛度與上一層層側移剛度70％或上三層層側移剛度平平均值80％的比值值中較小值（對對比系數），如如圖8.266所示；樓層層剛度及剛度度比，見表88.7；樓層層層間抗側力力結構的受剪剪承載力與其其上一層受剪剪承載力之比比，見圖8..27。從圖圖中可知，抗抗剪承載力之之比均大于00.75，滿滿足《高層建建筑混凝土結結構技術規程程》(JGJ3--2002))第4.4.3條的要求。表8.7樓層剛度及及剛度比樓層X剛度（kN/m）Y剛度（kN/m）Ratx1Raty164.222E+0085.212E+008101078.104E+0061.085E+0071.28861.189288.999E+0061.304E+0071.80801.894095.595E+0068.114E+0061.10221.1415106.787E+0069.748E+0061.41501.4900116.283E+0068.793E+0061.36601.4393125.966E+0068.116E+0061.34461.4083135.737E+0067.624E+0061.33661.4002145.547E+0067.171E+0061.33871.3891155.356E+0066.807E+0061.33661.3878165.192E+0066.441E+0061.33581.3728174.990E+0066.110E+0061.31531.3553184.844E+0065.842E+0061.30271.3506194.742E++065.643E+0061.30091.3622204.641E+0065.421E+0061.30181.3703214.562E+0065.157E+0061.31131.3620224.466E+0064.957E+0061.31781.3695234.342E+0064.722E+0061.31181.3586244.239E+0064.519E+0061.30971.3499254.127E+0064.332E+0061.30111.3390264.047E+0064.183E+0061.30111.3351273.962E+0064.039E+0061.29911.3288283.887E+0063.913E+0061.30201.3275293.813E+0063.796E+0061.31031.3310303.738E+0063.688E+0061.31941.3363313.644E+0063.569E+0061.32161.3349323.532E+0063.440E+0061.31451.3245333.447E+0063.341E+0061.31521.3299343.360E+0063.244E+0061.31401.3362353.270E+0063.153E+0061.31281.3482363.198E+0063.024E+0061.32241.3422373.122E+0062.929E+0061.33371.3540383.021E+0062.818E+0061.33421.3569392.925E+0062.700E+0061.34181.3578402.832E+0062.595E+0061.35651.3663412.736E+0062.493E+0061.37351.3794422.607E+0062.371E+0061.36731.3468432.486E+0062.258E+0061.35981.3785442.377E+0062.149E+0061.35721.3886452.286E+0062.050E+0061.37461.4250462.192E+0061.942E+0061.41551.4941472.091E+0061.811E+0061.51101.5748481.955E+0061.643E+0061.58531.6519491.761E+0061.421E+0061.70821.7987501.473E+0061.128E+0061.78091.8836511.182E+0068.557E+0054.04564.2293523.650E+0052.529E+0051.25001.2500注：Ratx1，Ratty1為X，Y方向本層剛剛度與上一層層相對應剛度度70%的比值或上上三層平均側側移剛度80%的比值中之之較小者。8.2.6結構構剪重比分析析（PKPM模型）結構隔層層剪重比如圖圖8.28所示。從圖圖可知，結構構X、Y向剪重比相相差不大，地地上3層以下小于于規范要求（剪剪重比1.25%），經調整整滿足規范要要求。8.2.7框架架柱承擔層剪剪力與層傾覆覆彎矩之比分分析（PKPM模型）地震作用用下，結構中中框架柱所承承擔的剪力占占層剪力百分分比見圖8.29；框架柱所所承擔的傾覆覆彎矩所占百百分比見圖8.30?！陡邔咏ㄖ炷镣两Y構技術規規范》第8..1.4條規規定，框架承承擔的總剪力力小于0.2Q0時，框架總總剪力按0.2Q0和1.5Vf，max二者較較小進行調整整。考慮到本本工程為超A級高度建筑筑，為了加強強二道防線的的抗震能力，比比較了0.2Q0、1.5Vf，max和1.1Vf，max的結果果，見表8.8。綜合考慮慮后，本工程程框架總剪力力取0.2Q0和1.1Vf，max二者較較大值，調整整系數見圖8.31。（注：因因嵌固層位于于首層，調整整中Vf，max的最大大值沒有考慮慮地下室各層層，具體數值值見計算書0.2Q0調整信息）。表8.80..2Q0與1.5Vf,,max、1.5Vf,,max值比比較0.2Q0X1.5Vfx,mmax1.5Vfx,mmax/（0.2Q0XX）1.1Vfx,,max1.1Vfx,,max/（0.2Q0XX）X向3525.66697.11.904911.21.39Y向3674.97463.62.035472.61.498.3彈性時程程分析8.3.1天然然波及人工波波的選取根據《建建筑抗震設計計規范》（GB500011-20001）第5.1..2條，本工工程應采用時時程分析法進進行多遇地震震下的補充計計算，地震剪剪力取多條時時程曲線計算算結果的平均均值與振型分分解反應譜法法計算結果二二者的較大值值，圖8.32給了4條天然波和2條人工波的的波形。采用時程分析法時時，應按建筑筑場地類別和和設計地震分分組選用不小小于二組的實實際強震記錄錄和一組人工模擬的的加速度時程程曲線，即兩兩組天然波和和一組人工波波。分析時，采采用了《安評評報告》所給給出的地震波，水水平向（X、Y）加速度峰值值取安評報告告（34.66cm/S2）和規范（335cm/S2)二者的較大大值35cm/S2，反應譜法法不考慮雙向向地震，只考考慮輸入一個個方向的地震震波，不分主主次。根據《建筑抗震設設計規范》((GB500011-20001）第5.1..2條，所選選波應滿足平平均地震影響響系數曲線應應與振型分解解反應譜法所所采用的地震震影響系數曲曲線在統計意意義上相符。所所謂意義上相相符，即其平平均地震影響響系數曲線與與振型分解反反應譜法所采采用的地震影影響系數曲線線相比，在各各周期點上相相差不大于220%，具體體見圖8.333、圖8.34。8.3.2時程程分析與反應應譜分析剪力力對比所選波還應該滿足足每條時程曲曲線計算所得得結構底部剪剪力不應小于于振型分解反反應譜結果的的65%，多條條時程曲線計計算所得結構構底部剪力的的平均值不應應刁、于振型型分解反應譜譜法計算結果果的80%。時程分析與反應譜譜分析，樓層層底部剪力對對比結果詳見見表8.9，各樓樓層剪力對比比見圖8.335、圖8.36所示。從從結果看，所所選地震波的的底部剪力計計算結果滿足足規范要求，在在上部樓層，時時程分析的平平均剪力大于于反應譜計算算結果，X向在地上32層以上，應應放大1.11倍；Y向在地上400層以上，應應放大1.11倍。表8.9時程分析與與放音譜分析析底部剪力對對比項次X向Y向規范小震底部剪力17645.218386.6天然波1底部剪力17069.416505.6時程/反應譜≥65%97%90%天然波2底部剪力14059.212514.5時程/反應譜≥65%80%68%天然波3底部剪力15496.218420.7時程/反應譜≥65%88%100%天然波4底部剪力1896620445.7時程/反應譜≥65%107%112%人工波1底部剪力1678018884.6時程/反應譜≥65%95%103%人工波2底部剪力18215.819528.8時程/反應譜≥65%103%106%平均值底部剪力16764.417716.6時程/反應譜≥80%95%96%8.3.3時程程分析與反應應譜分析傾覆覆力矩對比時程分析析與反應譜分分析，各樓層層傾覆力矩對對比如圖8.37、圖8.38所示，由圖圖可知，時程程分析結果底底部小于反應應譜結果，上上部稍稍大反反應譜結果。8.3.4時程程分析與反應應譜分析位移移及位移角對對比時程分析析與反應譜分分析的各樓層層位移及位移移角結果如圖圖8.39~圖8.42所示，時程程分析所得的的層間位移角角滿足規范要要求。8.3.5彈性時時程分析主要要結論時程分析六條波底底部剪力平均均值大于振型型分解反應譜譜法的80%%，各條波分分別作用下的的底部剪力值值大于振型分分解反應譜法法的65%，滿足足規范《建筑筑抗震設計規規范》（GSS500111-20011）第5.1..2條中的規規定。時程分析的X向地地上32層（Y向地上40層）以上上樓層剪力平平均值大于反反應譜值，表表明結構上部部受高階振型型影響較大，實實際設計中考考慮時程分析析結果，X向放大1.111倍（地上上32層以上），YY向放大1.1倍（地上40層以上）。8.4結論1）結構樓層質量分分布較為均勻勻。2）結構豎向剛度分分布均勻，不不存在薄弱層層；樓層抗剪剪承載力滿足足規范限值要要求。3）地上3層以下結結構剪重比稍稍小于規范要要求，已通過過放大樓層底底部地震力的的方法進行調調整。4）框架將按按照不小于結結構基底總剪剪力20％和框架部部分地震剪力力最大值1.1倍兩者較大大值的要求進進行內力調整整，保證框架架柱能滿足二二道防線要求求。5）結構在規范小震震作用下的位位移比指標滿滿足規范要求求，Y向位移角在在某些樓層略略大于1.22，但是不會會超過1.44的限值要求求。6）PKPM和ETAABS兩種軟軟件分析結果果基本一致，結結構整體模型型和分析正確確。9構件驗算9.1構件驗算算流程按照“中震可修”的原則則，對中震作作用下關鍵構構件的承載力力進行復核（中中震彈性作用用下進行核心心筒墻肢和框框架柱進行偏偏壓、偏拉承承載力驗算，剪剪力墻受剪承承載力驗算），確確定其是否達達到設定的性性能目標。按按照“大震不倒”的原則，對對大震作用下下核心筒墻肢肢進行剪壓比比驗算。采用用SATWEE計算結果，對對所有主要構構件（型鋼混混凝土框架柱柱、核心筒剪剪力墻），提提取內力并組組合所有工況況，考察抗震震性能目標的的滿足清況。9.2核心筒剪剪力墻9.2.1墻體體尺寸及配鋼鋼率為提高核心筒的承承載力和延性性，核心筒部部分底部加強強區設置了型型鋼，主要剪剪力墻編號、厚厚度及配鋼率率，見圖9.1及表9.1、表9.2。表9.1 剪力墻厚度度（mm）樓層W1~W4/W111~W177/W22~~W25樓層W5~W10/WW18~W221L1以下900L1以下600（（W200、W21）700）L2~L11800L2~L10600L12~L17700L11~L19500L18~L25600L20~L33400L27~L37500L34以上300L38~L45400L46~L47300表9.2底部加強區區剪力墻配鋼鋼率（B6~L5）墻號配鋼率墻號配鋼率W1~W32%W41%W5~W71%W8~W101%W11~W142%W15~W161%W181%W19~W202%W212%W22/W252%W23/W241%9.2.2軸壓壓比按N/（faAa+fcAcc）計算了各墻墻肢軸壓比。其中，N——重力力荷載代表值值作用下墻體體的軸力設計計值；Ac——扣除除型鋼后的混混凝土截面面面積；fc——混凝土的軸心抗壓壓強度設計值值；fa——型鋼的抗壓強度設設計值。首層和地上代表層層的軸壓比見見圖9.2、圖9.3。從結結果看，各墻墻體的軸壓比比均控制在00.5的限值值內。主要墻墻肢在地上LL35層時的的軸壓比約為為0.25。9.2.3剪截截面驗算根據《高層混凝土土結構技術規規程》(JGJ33-20022)，采用大大震反應譜分分析，進行了了各主要墻體體的受剪截面面驗算。V≦（1/γRE）（0.155βcfckbwhwo）其中，V——大震震下墻體剪力力標準組合值值；fck——混凝土的的軸心抗壓強強度標準值；；βc——混凝土強度影響系系數；bw——墻體截面厚度；hwo——墻體截面面有效高度；；γRE——構件承載載力抗震調整整系數，此處處驗算取1..0；圖9.4給出了按上上述公式驗算算的剪壓比VVγRE/（βcfckbwhwo）結果，可可以看出，核核心筒主要剪剪力墻肢均滿滿足大震下的的最小受剪截截面要求（剪剪壓比小于00.15)。9.2.4正截截面承載力驗驗算采用《混凝土結構構設計規范》（GB50010-2002）附錄F方法進行了核心筒剪力墻正截面承載力驗算。1）小震作用下底部部加強區及相相鄰上一層核核心筒正截面面承載力驗算算圖9.5給出了底部部加強區及相相鄰上一層在在小震下正截截面承載力包包絡和各組內內力組合值的的N-M曲線，結果果表明各墻體體正截面承載載力滿足小震震彈性要求，在在內力組合時時考慮了風荷荷載（0.28W）。2）中震作用下底部部加強區及相相鄰上一層核核心筒正截面面承載力驗算算圖9.6給出了底部部加強區及相相鄰上一層在在中震下正截截面承載力包包絡和各組內內力組合值的的N-M曲線，結果果表明各墻體體正截面承載載力滿足中震震彈性要求。9.2.5核心心筒剪力墻墻墻肢軸力分布布核心筒外外圈墻肢在小小震、風荷載載、中震彈性性作用下的最最大軸力和最最小軸力如圖圖9.7所示，計算算設計值時考考慮了所有組組合，取所有有組合中軸力力的最大值和和最小值，其其中小震組合合考慮0.28W，中震組合合不考慮風作作用，風荷載載組合不考慮慮地震作用，壓壓力為正，拉拉力為負。表9.3列出了地下下一層~頂層各核心心筒墻肢在中中震彈性、小小震和風作用用下的最大和和最小軸力設設計值，考慮慮了所有組合合，壓力為正正，拉力為負負。表9.3小震、中震震及風荷載單單獨作用下的的最大與最小小軸力墻號最大軸力設計值（kN）最小軸力設計值（kN）最大拉應力（MPa）中震小震風中震小震風W1632374847947645381482130W2654285282451727351031350W3408063324332669-21291880W4604764461243584601221730W54666836389371671012553240W64779944594478692923694650W75699945233457391873814950W84769237589383761042793570W94623143811474312443284240W105693845355459741713645360W111199199246789153572814250W12362212905728340791221640W13948097300470623882123210W14733625578255576-2216152255-0.92W15661085016650593-2605159222-1.12W16672285115451561-1944153245-0.84W17798266062860348-2416146240-0.82W18160081298512895201081300W19682345272550878-823183312-0.60W20682135438752826-476231437-0.35W211302810803107171065910W22704745294452530-3873129224-1.61W23673435064750817-3748202313-1.62W24675365099051247-3060226306-1.32W25724505381353159-5098140202-2.12由表可知，在中震震彈性作用下下，墻肢W14~WW17、W22~WW25（L1層），墻肢肢W19,、W20(LL44層層）出現拉應應力。在不考考慮豎向鋼筋筋影響時，混混凝土最大拉拉應力除墻肢肢25以外，混混凝土拉應力力均小于混凝凝土軸心抗拉拉強度設計值值（L1層為2.044MPa,L44層為為1.71MMPa)，墻墻肢25拉應力不超超過混凝土軸軸心抗拉強度度標準值2.85MMPa。9.2.6戴性性斜截面承載載力驗算墻肢水平平分布鋼筋，滿滿足中震彈性性斜截面承載載力驗算。圖圖9.8給了底部幾幾層墻體的配配筋，從圖中中可知，在底底部加強區樓樓層，墻體約約束邊緣構件件縱向鋼筋由由中震彈性控控制；墻體水水平鋼筋部分分墻肢由小震震控制，部分分墻肢有中震震彈性控制。9.3框架柱9.3.1框架架柱布置塔樓框架架柱在底部采采用型鋼混凝凝土柱，上部部采用普通鋼鋼筋混凝土柱柱，共18根，表9.4為框架柱的的截面尺寸。表9.4框架柱的尺尺寸及型鋼混混凝土柱的配配鋼表樓層Z1尺寸bfH1H2板厚配鋼率L8以下1400×1600050012001000305.5%L9~L191400×1400050010001000305.9%L20~L321300×13000500900900255.5%L33~L361200×12000400800800183.9%L37~L451000×10000400600600143.9%L46~L47800×800300500500144.7%樓層Z2L8以下1400×1600050012001000305.5%L9~L201400×140005001001000305.94%L21~L251400×14000混凝土L26~L321300×13000L33~L361200×12000L37~L381100×11000L39~L451000×10000L46~L47800×800樓層Z3L8以下1400×1600050012001000305.5%L9~L191400×1400050010001000305.94%L20~L251400×14000混凝土L26~L321300×13000L33~L361200×12000L37~L381100×11000L39~L451000×10000L46~L47800×800樓層Z4L8以下1400×1600050012001000305.5%L9~L141400×16000混凝土L15~L181400×15000L19~L251400×14000L26~L321300×13000L33~361200×12000L37~L481100×11000L39~L451000×10000L46~L47800×800樓層Z5L8以下1400×1400050010001000305.94%L9~L191400×14000混凝土L20~L251300×13000L26~L321200×12000L33~L411000×10000L42~L47800×800樓層Z6L5以下1400×1800050014001000355.9%L6~L111400×1600050012001000305.5%L12~L261400×1400050010001000305.94%L27~L321400×14000混凝土L33~L361200×12000L37~L381100×11000L39~L451100×11000L46~L47800×800樓層Z7L1以下1400×1900050014001000355.6%L2~L61400×1800050014001000355.9%L7~L131400×1600050012001000305.5%L14~L291400×140005001000100030L30~L321400×14000混凝土L33~L361200×12000L37~L381200×12000L39~L451000×10000L46~L47800×800樓層Z8L6以下1400×1800050014001000355.9%L7~L111400×1600050012001000305.5%L12~L201400×1400050010001000305.94%L21~L321300×13000500900900255.5%L33~L361200×12000400800800183.9%L37~L451000×10000400600600143.85%L46~L47800×800300500500144.7%9.3.2軸壓壓比根據《高高層建筑混凝凝土結構技術術規程》（JGJ3--2002）第11.33.3條規定定，考慮地震震作用組合時時的一級型鋼鋼混凝土框架架柱，其軸壓壓比不宜大于于0.70，即N/（faAa+fcAcc）其中，N——考慮慮地震組合的的柱軸向力設設計值；Ac——扣除型鋼鋼后的混凝土土截面面積；；fc——混凝土的軸心抗壓壓強度設計值值；fa——型鋼的抗壓強度設設計值；Aa——型鋼鋼的截面面積積。本工程對于型鋼混混凝土框架柱柱，當剪跨比比<2時，軸壓比比限值為0.65；當剪跨比≥2時，軸壓比比限值為0.7。對于普通通鋼筋混凝土土框架柱，當當剪跨比<1.5時，軸壓比比限值為0.65；當剪跨比比在1.5~2時，軸壓比比限值為0.7；當剪跨>2時，軸壓比比限值為0.75。各柱軸壓比如圖99.11所示，從圖圖中可知，隔隔層框架柱的的軸壓比都滿滿足規范要求求。9.3.3剪壓壓比根據《高層建筑混混凝土結構技技術規程》((JGJ3--2002))，進行小震震和中震彈性性下框架柱的的受剪截面計計算，計算結結果詳見計算算書。9.3.4正截面面承載力驗算算根據《高層建筑混混凝土結構技技術規程》((JGJ3--2002）進進行框架柱的的正截面承載載力驗算，考考慮框架柱在在彎矩作用平平面內撓曲對對軸向力偏心心距的影響，將將軸向力對截截面重心的偏偏心矩e0=乘以偏心距距增大系數η，其值可按按下列公式計計算：η=1+（）2ξ11ξ2ξ1=ξ2=1.15-0..01其中，l0——構構件計算長度度；ξ1——偏心受壓構件的截截面曲率修正正系數，當ξ1>1時，取ξ1=1.0；ξ2——考慮構件長細比對對截面曲率的的影響系數，當l0/h<15時，取ξ2=1.0；h———截面高度；；h00——截面有效高高度。1）中震彈性下，底底部加強區及及相鄰上一層層框架柱承載載力包絡和所所受地震荷載載組合的N-M曲線見9.12。由圖可知知，底部加強強區及相鄰上上一層框架柱柱承載力滿足足性能目標要要求。2）中震不屈服下，非非底部加強區區框架柱承載載力包絡和所所受地震荷載載組合的N-M曲線見9.13。9.3.5斜截截面承載力驗驗算框架柱斜截面承載載力計算，詳詳見SATWE計算結果（框框架柱箍筋）。10風作用舒適適度驗算按照《高層建筑混混凝土技術規規程》第4..6.6條規規定，高度超超過150mm的高層建筑筑應具有良好好的使用條件件，滿足舒適適度要求，按按照現行國家家標準《建筑筑結構荷載規規范》GB550009規規定的10年-遇風荷載取取值計算的順順風向和橫風風向結構頂點點最大加速度度amax不應超超過表10.1的規定定。表10.1結構頂點峰峰值加速度限限制（10年重現期）使用功能峰值加速度限制（m/s2）住宅、公園0.15辦公樓、酒店0.25以下兩表表為參照《高高層建筑鋼結結構技術規程程》第5.55.1條規定定計算的X、Y向頂點加速速度值。表10.2X向頂點峰值值加速度X向頂點峰值加速度度順風向橫風向風荷載體形系數μμs1.4地面粗糙度C重現期調整系數μμr0.83風壓高度變化系數數μz2.2310年一遇基本風壓WW0(kPa)0.4結構頂點平均風速速μn,m44.68建筑物總迎風面面面積A（㎡）7743.9橫風向第一周期TTt4.82建筑物總質量mttot(t)135243.44建筑物平面寬度BB41.5第一周期T1(ss)4.82建筑物平面長度LL62.4脈動增大系數ε1.71建筑物平均重度γγB2.80脈動影響系數ζ0.50橫風向臨界阻尼比比ζt,cr0.02順風向最大加速度度αw(m/s2)0.023橫風向最大加速度度αtr0.045表10.3Y向頂點峰值值加速度Y向頂點峰值加速度度順風向橫風向風荷載體形系數μμs1.4地面粗糙度C重現期調整系數μμr0.83風壓高度變化系數數μz2.2310年一遇基本風壓WW0(kPa)0.4結構頂點平均風速速μn,m44.68建筑物總迎風面面面積A（㎡）11643.8橫風向第一周期TTt4.73建筑物總質量mttot(t)135243.44建筑物平面寬度BB41.5第一周期T1(ss)4.82建筑物平面長度LL62.4脈動增大系數ε1.71建筑物平均重度γγB2.80脈動影響系數ζ0.47橫風向臨界阻尼比比ζt,cr0.02順風向最大加速度度αw(m/s2)0.032橫風向最大加速度度αtr0.044從表中可知，此結結構在風荷載載作用下的順順風向和橫風風向頂點最大大加速度，滿滿足舒適度要要求。11大懸挑撓度度及舒適度計計算11.1大懸挑挑撓度計算根據建筑筑使用功能要要求，在L3~L5層有局部8..25m大懸懸挑露面，見見圖11.1~圖11.2。懸挑部位樓面的使使用功能及荷荷載如下：恒荷DL(kPaa)活荷LL(kPa)L3&L4(會議議室）：4..63.00L5（不上人屋面）：：6.70.5偏安全考慮增加110％荷載值作作為豎向地震震作用，在PPKPM及ETABSS模型中按照照下面放大荷荷載進行計算算，在邊梁上上加幕墻線荷荷載，具體荷荷載取值，參參考模型數值值。恒荷DL(kPaa)活荷LL(kPa)L3&L4(會議議室）：55.13..3L5（不上人屋面）：：7.440.6L3-L5層8..25m懸挑挑鋼梁，撓度度計算見表111.1，規規范容許值為為按照《鋼結結構設計規范范》主梁要求求恒荷載和可可變荷載標準準值產生的撓撓度1/4000，可變荷荷載標準值產產生的撓度1/500。從從表11.1計算結果可可以看出，撓撓度滿足規范范限制。表11.1懸挑鋼梁撓撓度對比表（單單位mm）樓層PKPM撓度值ETABS撓度值值L3DL+LL18.22容許值41DL+LL26.8容許值41LL5.23容許值32.8LL6.15容許值32.8L4DL+LL21.76容許值41DL+LL19.60容許值41LL6.25容許值32.8LL4.15容許值32.8L5DL+LL9.96容許值27.5DL+LL24.33容許值27.5LL4.46容許值22LL4.50容許值2211.2大懸挑挑舒適度計算算11.2.1樓蓋蓋豎向振動加加速度計算樓蓋豎向振動加速速度計算參照照《高層建筑筑混凝土結構構技術規程）AJGJ3-201X征求意見稿第4.7.7條及附錄C進行，計算結果見表11.2。從表中可以看出，樓蓋振動峰值加速度均小于O.OO5g的規范限值。表11.2樓蓋豎向震震動加速度普通混凝土樓蓋標準層角部懸挑樓樓蓋標高10.2m（L3）層大懸挑挑樓蓋標高15.6m（L4）層大懸挑挑樓蓋樓蓋自振頻率fnn3.684Hz3.514Hzz4.394Hzz3.012Hzz樓蓋震動峰值加速速度αp0.0027g0.0035g0.0017g0.0022g12靜力彈塑性性PUSH--OVER分分析12.1靜力彈彈塑性分析模模型及荷載模模式靜力彈塑性分析（Pushover分析）采用EPDA/PUSH軟件（2005版）。彈塑性分析模型由SATWE導入，并做了簡化化（去掉5層地下室，保保留地下I層）。EPDA/PUSSH軟件提供供了3種荷載模式式：倒三角形形荷載、矩形形荷載、實時時模式荷載，本本工程采用的是倒三角形形荷載。PUSH的加載過過程分為兩步步，先施加豎豎向靜力荷載載，得到結構構在豎向力作作用下的初始始狀態，然后在這個初始狀狀態的基礎上上施加側推靜靜力荷載，直直到滿足停機機控制條件。計算分析時，考慮慮P-⊿效應和梁柱柱交接剛域的的影響。12.2結構的的相對位移與與結構整體抗抗震性能評價價12.2.1中中震作用下的的結構抗震性性能評估中震作用地震影響響系數amax=0..23，特征周期期Tg=0.35，結構阻阻尼比ξ=5%。圖12.1為結構在在中震作用下下X.Y方向向的抗倒塌驗驗算圖，圖112.3為中震作用用下性能點對對應的結構塑塑性鉸圖，表表12.1為結結構在中震作作用下的Puushoveer位移需求求。從圖12.1的抗倒塌塌驗算圖可以以看出，中震震作用下，性性能點出現在在結構能力曲曲線迅速上升升的階段，這這在圖12.