1、第 41 卷 第 3 期2011 年 3 月建 筑 结 构Building StructureVol. 41 No. 3Mar. 2011某复杂超高层结构罕遇地震弹塑性时程分析黄忠海1， 2， 廖 耘1， 2， 王远利1， 2， 李志山1， 2( 1 广州容柏生建筑结构设计事务所 ， 广州 510170; 2 广州数力工程顾问有限公司 ， 广州 510170) 摘要 某办公楼平面两端为竖向交通和辅助用房的剪力墙筒体 ， 中间为四榀单跨框架 。针对该超高层建筑的特殊性 ， 设计中采用了较新颖的结构布置方法 。运用 ABAQUS + BEPTA 程序 ， 将梁 、柱和剪力墙的弹塑性在材料的应力 -
2、应变层次上精确模拟 ， 同时考虑结构的几何非线性 ， 采用显式积分的方法 ， 对该结构进行了罕遇地震作用下的弹塑性时程分析 ， 以检验其结构布置的合理性和结构的抗震性能 。结果表明 ， 调整后的结构形式具有较高的抗震承载力和延性 ， 基于塑性区模型的弹塑性时程分析是保证结构大震不倒的比较有效和可靠的方法 。 关键词 超高层建筑 ; 单跨框架 ; 弹塑性时程分析 ; ABAQUS; BEPTA中图分类号 : TU973 文献标识码 : A 文章编号 : 1002-848X( 2011) 03-0040-05Elastic-plastic time-history analysis of a su
3、per high-rise building under rare earthquakesHuang Zhonghai1， 2， Liao Yun1， 2， Wang Yuanli1， 2， Z. lee1， 2( 1 RBS Architecture Engineer Design Associate， Guangzhou 510170， China;2 Guangzhou Scientific Computing Consultants Co. ， Ltd. ， Guangzhou 510170， China)Abstract: Two shear wall cores are array
4、ed on both end of the building layout and four single-span frames are placed in themiddle for an super high-rise building. An original structure arrangement was used. Without simplification， nonlinearitiesof the beam， column and shear wall element were modelled in stress-strain relation level. The e
5、xplicit method wasimplemented to integrate the dynamic equations. ABAQUS and BEPTA were used to perform the elastic-plastic time-historyanalysis under the rare earthquake load. The validity of the structure arrangement and the seismic performance of thestructure were studied. The results show that t
6、he structure has sufficient seismic capacity and ductility. The goal of collapseprevention under expected rare earthquake is achieved， and the proposed analysis is reliable and promising.Keywords: super high-rise building; single-span frame; elastic-plastic time-history analysis; ABAQUS; BEPTA作者简介 :
7、 黄忠海 ， 硕士 ， 工程师 ， Email: huangzhonghai19163. com。1 工程概况某拟建办公大楼位于天津市高新区 ， 地上共 39层 ， 标准层层高为 4. 65m， 结构层 2 中部全为挑空 ，因此首层层高达 8m， 主要屋面高度为 180. 1m， 包括突出屋面的总高度为 197m， 均超过混合结构规程中160m 的限值 1。结构平面近似为矩形 ， 平面尺寸约为 77m 26m。建筑立面上下一致 ， 楼层无收进和挑出 ， 结构竖向构件沿高度均匀布置 ， 无转换 ， 结构平面见图 1。图 1 标准层平面图该结构平面两端为混凝土剪力墙筒体 ， 中间为四榀 Y 向单跨
8、框架 ， 中间框架采用了圆钢管混凝土柱 + 加强层连接桁架 + H 型钢楼面梁 + 组合楼板的混合结构形式 。两端筒体外圈剪力墙厚度见表 1，中间框架圆钢管混凝土柱截面和材料见表 2。该结构形式充分发挥了结构的抗震性能 ， 具有较高的经济性 ， 同时使建筑具有较高的使用率和更佳的建筑效果 2， 建筑效果图和结构三维图见图 2。工程位于 类场地土 ， 特征周期为 0. 59s， 抗震设 防烈度为 7度 ， 基本地震加速度为 0. 15g。为深图 2 建筑效果图和结构三维图第 41 卷 第 3 期 黄忠海 ， 等 . 某复杂超高层结构罕遇地震弹塑性时程分析入研究此结构体系在罕遇地震作用下的抗震性能
9、 ，采用 ABAQUS 软件 ， 结合自行开发的前后处理程序BEPTA 3， 对其进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析 ， 并针对分析过程发现的结构薄弱环节进一步调整了结构的设计 。两侧筒体剪力墙厚度 /mm 表 1楼层 1 2 3 8 9 15 16 27 28 39墙厚 1 000 /700 800 /650 700 /600 600 /550 500 /450圆钢管混凝土柱截面及材料强度等级 表 2楼层 1 15 16 27 28 39截面 /mm 1 200 30 1 000 25 800 20混凝土强度等级 C60 C50 C452 弹塑性分析模型在工程的非线性地震反应分析模型中
10、 ， 所有对结构刚度有贡献的构件均按实际情况模拟 。该非线性地震反应分析模型可划分三个层次 : 材料模型 、构件模型 、整体模型 。( 1) 材料模型工程采用两种基本材料 ， 即钢材和混凝土 。钢材采用双线性动力硬化模型 ， 在循环过程中 ， 无刚度退化 ， 但考虑了包辛格效应 。钢材的强屈比设定为1. 2， 极限应力所对应的极限塑性应变为 0. 025。混凝土采用弹塑性损伤模型 ， 可考虑材料拉压强度的差异 ， 刚度 、强度的退化和拉压循环的刚度恢复 ， 其轴心抗压和轴心抗拉强度标准值按 混凝土结构设计规范 ( GB500102002) 表 4. 1. 3 采用 ， 单轴受压受拉的应力 -应
11、变关系按附录 C 采用 。随着材料进入塑性的程度 ， 混凝土的拉压刚度逐步降低 ， 其刚度损伤分别由受拉损伤参数 dt和受压损伤参数 dc来表达 ， dt和 dc由混凝土材料进入塑性状态的程度决定 ， 其数值参照混凝土材料单轴拉压的滞回曲线给出 。当混凝土从受拉变为受压时 ， 混凝土材料的裂缝闭合 ， 抗压刚度恢复 ; 当混凝土从受压变为受拉时 ， 混凝土的抗拉刚度不恢复 ， 如图 3 所示 。对钢管混凝土柱 ， 采用约束混凝土的本构关系来模拟其混凝土部分 。受三维约束作用 ， 钢管混凝土的混凝土材料受压的延性和强度均有所提高 ， 但受拉特性不变 。核心混凝土材料三向受压的本构关系按文 4 描
12、述 ， 不同直径 、钢管壁厚和材料的钢管混凝土柱其套箍系数不同 ， 本构参数亦有所不同 。( 2) 构件模型采用 ABAQUS 的一维杆件弹塑性单元 B31 模拟梁 、柱和支撑 。该单元采用纤维束模型 ， 能同时考图 3 混凝土拉压刚度恢复示意图虑弯曲和轴力的耦合效应 ; 并且是 Timoshenko 梁 ，具有剪切变形刚度 ; 转角和位移分别插值 ， 是 C0单元 ， 容易和相应的 C0单元连接 ; 采用 GREEN 应变计算公式 ， 能正确计算梁在大转动 、大应变和大位移下的应力 、应变 。由于采用了纤维塑性区模型而非集中塑性铰模型 ， 杆件刚度由截面内和长度方向动态积分得到 ， 其双向弯
13、压和弯拉的滞回性能可由材料的滞回性能来精确表现 ， 同一截面的纤维逐渐进入塑性 ， 而在长度方向亦是逐渐进入塑性 。采用 ABAQUS 的二维弹塑性壳单元 S4R 模拟剪力墙和楼板 。该单元可采用混凝土损伤塑性模型( Plastic-Damage) 的本构关系 ; 可叠加 rebar-layer 考虑多层分布钢筋的作用 ; 转角和位移分别插值 ， 是C0单元 ， 与梁单元的连接容易 ; 可模拟大变形 、大应变的特点 ， 适合模拟剪力墙和楼板在大震作用下进入塑性的状态 。为提高剪力墙在地震作用下的延性 ， 通常在剪力墙的端部设置暗梁柱 ， 甚至设置内斜撑 。暗梁柱及暗撑由一维单元模拟 ， 该单元
14、是一个 2 节点的线性插值单元 ， 正好和剪力墙单元的节点耦合 ， 见图 4。结构的梁柱 、剪力墙和楼板配筋均按照设计的实际配筋输入 。图 4 剪力墙及其内埋构件的模拟( 3) 整体模型由材料的本构特性加构件的截面几何参数得到 构 件 模 型 ， 构 件 模型通过节点的几何连接形成了整体模型 。在弹塑性时程分析中 ， 各层楼板均采用划分为 1m 1m 的弹塑性壳单元来模拟 ; 跨高比小于 5 的剪力墙连梁采用弹塑性壳单元模拟 ，连梁的底筋和面筋采用杆单元集中布置在连梁的顶面和底面 ; 结构各构件的配筋数据均来自 SATWE14建 筑 结 构 2011 年软件的计算结果及规范构造和设计的要求 ，
15、 与实际配筋已较为接近 。3 模型的阻尼体系结构在大震下各振型的阻尼比 均取 0. 05。在弹塑性时程分析中 ， 由于采用直接积分法求解 ， 不能直接代入振型阻尼比 ， 通常是采用瑞雷阻尼来等效模拟 。瑞雷阻尼分为质量阻尼 和刚度阻尼 两部分 。在弹塑性时程分析中输入一个固定的质量阻尼 和刚度阻尼 将导致结构高频部分动力响应偏小 ， 如仅采用质量阻尼 又会导致高频部分响应偏大 ， 与实际情况均有较大偏差 。结构动力方程 M Xi+ C Xi+ KXi= M Zi的第 2 项为阻尼矩阵 C 乘速度矩阵 Xi。而在显式积分方程中 ， 阻尼矩阵可进一步简化为对角矩阵 。因此 ， 构造出一个与振型分解
16、法中模态阻尼矩阵相等的对角 C 阻尼矩阵 ， 并采用 ABAQUS 的强大二次开发功能 ， 通过将自编阻尼程序编译入计算模块的方法 ， 代替了原有的阻尼计算模块 ， 从而实现了直接积分法与振型分析法在各振型阻尼上的等效 。4 地震波的选取按照 建筑抗震设计规范 ( GB500112001)( 简称 抗 震 规 范 ) 要 求 ， 分析采用了一组人工波( RHX1 + RHY1) 和 两 组 天 然 波 ( THX3 + THY3，THX4 + THY4) 进行弹塑性时程分析 ， 双向地震输入 ，主次方向地震波加速度峰值比为 10. 85， 主方向地震波加速度峰值为 310gal， 持续时间为
17、25s。取该三组地震波计算结果的包络值 ， 并借助多遇地震反应谱的计算结果得到工程的判断指标 。图 5 为结构的位移和基底剪力反应均最大的天然波 ( THX3 + THY3) 的地震波波形及其加速度谱与规范反应谱的对比 。5 分析结果通过逐层添加构件和加强层连接桁架后装的方法对整体结构进行施工模拟加载 ， 得到结构的初始应力状态 ， 再施加地震波进行弹塑性时程分析 ， 计算全程均考虑结构的材料非线性和几何非线性 。5. 1 结构的弹塑性验证与调整对工程进行罕遇地震下的弹塑性初算时 ， 发现两端筒体局部位置剪力墙和连接桁架加强层上下弦楼板的损伤比较严重 。对剪力墙和加强层楼板薄弱部位进行反复的设
18、计调整和弹塑性验算后 ， 结构得到了更优的抗震性能 。结构调整前和调整后塑性损伤情况的对比见图 6 15， 图中黑色表示混凝土受压损伤和钢材塑性应变 ， 剪力墙轴号见图 1。( 1) 从图 6( a) 可见 ， 调整前两端筒体的 X 向外图 5 地震波波形及其加速度谱与规范反应谱比较圈剪力墙 ( 轴 和轴 ) 端部出现了比较明显的受压损伤 。这是由于中间框架钢管混凝土柱的抗侧刚度很弱 ， 水平地震作用下结构在 X 向实际可看作由两端筒体和中间连接桁架构成的巨型框架 ， 作为巨型框架柱的柱脚 ， 两端筒体在底部承受较大的弯矩 ，故容易出现此损伤 。从图 6( b) 可见 ， 轴 和轴 剪力墙底部
19、出现沿首层墙肢对角线的受压损伤带 。这两轴剪力墙长度约为 8. 4m， 首层层高为 8m， 其在首层的形状接近正方形 ， 在水平力作用下容易出现沿对角线的拉力带 ，故出现了该损伤 。图 6 调整前 X 向剪力墙受压损伤情况图 7 调整后轴 和轴 剪力墙受压损伤情况在轴 和轴 的两片 X 向外圈剪力墙上开设2m 宽的结构洞口 ， 由于结构的弹性刚度富余不多 ，因此在洞口上布置双层连梁 ， 在削弱结构弹性刚度不多的同时又可在大震下屈服耗能 ， 减小大震下的地震力 。Y 向外圈剪力墙原有的洞口连梁也均改为双层连梁 ， 以提高其大震下的耗能延性 。轴 和轴 剪力墙为洞口分隔墙 ， 其损伤对结构承受重力
20、荷载影响不大 ， 通过提高分布钢筋的配24第 41 卷 第 3 期 黄忠海 ， 等 . 某复杂超高层结构罕遇地震弹塑性时程分析筋率和沿对角线埋设钢筋暗撑来加强首层剪力墙 ，提高其抗震承载力 。调整后轴 和轴 剪力墙的损伤情况如图 7 所示 ， 大部分双层连梁均出现了受压损伤 ， 起到了很好的耗能作用 ， 原来墙肢底部的损伤情况则消失 。图 8 加强层连接桁架塑性应变情况( 最大塑性应变 0. 007)( 2) 从图 8 可见 ， 加强层连接桁架的主要屈服位置出现在桁架两端与剪力墙筒体连接处 ， 桁架端跨的上下弦杆 、斜腹杆均出现了明显的塑性应变 ， 表明其工作方式类似于连接两端剪力墙筒体的巨型
21、梁 。由于没有楼板帮助 ， 腹杆的塑性应变明显大于弦杆 ， 但并未出现屈曲 。通常框架核心筒结构的剪力墙连梁在大震下屈服后 ，加强层桁架可作为结构的第二道抗震防线进入屈服耗能 5。但是在本结构中 ， 加强层连接桁架的上下弦杆在大震下应保持完好 ， 以避免中间框架与两端筒体脱开 。从图 9， 10 可见 ， 加强层楼板的损伤也主要集中在连接桁架两端与剪力墙筒体连接处 。中间框架与两端筒体连接处楼板混凝土和钢筋均出现了较大的塑性损伤 ， 且筒体内狭长区域的楼板钢筋塑性应变也较大 ， 结构中间框架部分与两端筒体实际上已经脱开 。其原因是连接桁架在两端筒体内的锚固不好 ， 连接桁架两端既无剪力墙也无内
22、置斜撑与其直接相连 ( 图 1)， 只能通过楼板传力 ， 造成楼板受力过大 ， 从而出现破坏 。图 10 加强层楼板钢筋塑性应变情况( 最大塑性应变达 0. 012)将加强层上下弦的楼面水平桁架由原来的两分叉改为三分叉 ( 图 11)， 以分散一部分加强层连接桁架端部弦杆的拉力 。加强层上下弦的端跨楼板厚度由 180mm 增至 250mm。加强层两端筒体内的狭长楼板中 ( 图 11 灰色填充部分 ) 埋设 16mm 厚的钢板 ，图 9 加强层楼板受压损伤情况并且该狭长楼板两侧的楼面梁均采用型钢混凝土梁 ， 以保证楼板损伤后连接桁架与两端筒体仍能有效连接 。图 11 加强层楼面水平桁架布置及楼板
23、埋设钢板示意图图 12 加强层连接桁架塑性应变情况( 最大塑性应变 0. 005)调整后加强层连接桁架仅端跨的斜杆出现塑性应变 ， 原上下弦杆与斜杆同时屈服的情况消失 ( 图12) 。端跨斜杆屈服后连接桁架对两端筒体的联系减弱 ， 起到了保护两端筒体主承重墙的作用 ， 符合结构设定的屈服顺序 。图 13 加强层楼板受压损伤情况从图 13 15 可见 ， 原加强层楼板在连接桁架与两端筒体相连处大范围损伤的情况也基本消失 ， 仅在桁架与筒体相交处由于应力集中出现了轻微混凝土损伤和钢筋塑性应变 ， 其余的楼板损伤位置均在X 向中间框架梁跨中处 ， 损伤情况并不严重 。上下弦楼面钢梁和两端筒体楼板内埋
24、的钢板基本未出现塑性应变 ， 即使端部连接楼板出现局部损伤后 ， 楼面钢梁及内埋钢板仍能可靠传递大震下的楼面水平力 ， 与设计加强的思路吻合 。采用上述调整措施后 ， 结构在罕遇地震作用下的抗震性能明显改善 ， 并且原来的各个薄弱部位均能满足大震下的性能要求 。5. 2 结构调整后的整体计算结果由表 3 5 可见 ， 结构在完成罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析后 ， 最大顶点位移为 0. 772m，最大层间位移角 X 向为 1 /177， Y 向为 1 /161， 最大等效层间位移角 X 向为 1 /141， Y 向为 1 /177( 等效层间位移角 = 小震反应谱计算位移角 放大倍数 ，放
25、大倍数为 ABAQUS 时程分析大震弹塑性位移角与小震弹性位移角的比值 )， 均满足规范 1 /100 的要求 6， 在考虑重力二阶效应和大变形情况下 ， 结34建 筑 结 构 2011 年图 14 加强层楼板钢筋塑性应变情况( 最大塑性应变为 0. 008)图 15 加强层楼面钢梁及楼板内埋钢板塑性应变情况构最终仍保持直立 ， 满足 “大震不倒 ”的设防要求 。由于两端筒体的外圈剪力墙均设置了双层连梁 ， 连梁在大震下屈服耗能的效果明显 ， 结构在大震下的最大基底剪力仅为小震的 4. 1 倍左右 ( 弹性小震的最大剪重比约为 2. 5% ) 。并且由表 4 可见 ，ABAQUS 时程分析的结
26、构基底剪力 ， X 向仅为首层抗剪承载力的 0. 757 倍 ， Y 向为 0. 582 倍 ， 均小于结构的抗剪承载力 ， 与前文所述的主承重剪力墙基本无损伤的情况相符 。从图 16 可见 ， 由于大震下加强层楼板开裂 ， X向的连接桁架端部腹杆屈服 ， 使得加强层对左右两端的剪力墙筒体的联系减弱 ， 因此 X 向的层间位移角曲线在加强层位置未见有明显的突变 ， 这与弹性小震计算结果有所不同 。结构整体计算结果 表 3双向地震波主方向 X 向 Y 向前 3 阶周期 /s 4. 23( Y)， 4. 02( X)， 3. 28( T)X 向最大剪重比 10. 4% 7. 2%Y 向最大剪重比
27、5. 9% 9. 1%X 向最大层间位移角 ( 层号 ) 1 /177( 31) 1 /250( 36)Y 向最大层间位移角 ( 层号 ) 1 /272( 30) 1 /161( 28)结构首层抗剪承载力与时程分析基底剪力 /kN 表 4结构平面的方向 X 向 Y 向SATWE 计算首层抗剪承载力 185 500 209 800ABAQUS 时程分析基底剪力 140 396 122 133基底剪力与抗剪承载力的比值 0. 757 0. 582薄弱层最大等效层间位移角 表 5楼层X 向放大倍数Y 向放大倍数X 向等效层间位移角Y 向等效层间位移角层 1 6. 5 6. 1 1 /847 1 /8
28、12层 2 6. 6 5. 1 1 /507 1 /510层 14 16 4. 9 5. 7 1 /195 1 /177层 26 28 6. 1 4. 4 1 /141 1 /193层 38 5. 6 4. 6 1 /175 1 /230层 39 5. 5 4. 3 1 /211 1 /267图 16 层间位移角曲线5. 3 基底受拉情况从图 17 和表 6( 表中负表示拉力 ) 可见 ， 按墙肢所在位置将两端筒体外圈剪力墙反力点分为 12 组 ，对各组求合力后 ， 大部分墙肢底部出现了较大的拉力 ， 最大拉力为 27 724kN。说明两端筒体的受力状态与设想的巨型柱的受力状态相似 ， 底部承
29、受了较大的弯矩 。但剪力墙混凝土拉裂后 ， 内埋的钢骨未见有塑性应变 ， 仍能承担地震倾覆弯矩产生的拉力 。首层核心筒外圈剪力墙最大和最小压力 /kN 表 6剪力墙编号X 主方向压力 Y 主方向压力最大 最小 最大 最小剪力墙编号X 主方向压力 Y 主方向压力最大 最小 最大 最小1 226 469 23 527 250 011 19 955 7 158 859 6 413 185 884 12 2182 127 208 8 952 160 772 10 488 8 204 750 25 777 189 584 8 0113 111 653 8 639 97 121 3 670 9 79 51
30、4 2 474 71 571 8 7284 82 160 1 782 77 031 14 481 10 105 536 9 844 98 919 5 8715 183 119 4 971 179 901 15 119 11 134 433 6 703 130 737 15 2356 166 014 6 551 199 010 8 417 12 219 722 27 724 223 292 25 123图 17 两端筒体外圈剪力墙反力点编组5. 4 中间框架的损伤情况中间框架虽然在 Y 向为单跨框架 ， 但由于采用了抗震性能较好的 “圆钢管混凝土柱 + H 型钢梁 ”的结构体系 ， 且主框架梁与
31、两端筒体的连接均设计为铰接 ， 地震力主要由两端筒体和连接桁架承担 ， 中间框架的梁和柱基本上都未出现明显的塑性铰 。圆钢管混凝土柱混凝土仅在加强层及顶部出现了轻微拉裂 ， 无混凝土受压损伤 ， 圆钢管亦未出现塑性应变 ， 底部的跨层柱未见有屈曲 。中间框架的抗震承载力足够 。6 结语该建筑虽然具有高度超限 、中间框架沿 Y 向形( 下转第 83 页 )44第 41 卷第 3 期 蔡 奇 ， 等 . 超声法检测钢管混凝土缺陷关键技术试验研究上布置了多个点 ， 结果如表 3 所示 。试验结果表明 :1) 模拟结合面脱开试件 ， 波形杂乱 ， 采集不到首波信号 ; 2) 结合面用耦合剂连接试件 ，
32、 波形良好 、首波清晰 ， 超声波能够较好传播 ， 但波幅降低明显 ; 3) 实际工程中 ， 一旦钢与混凝土结合面脱开 ， 超声法将无法使用 ， 工程质量检测要在混凝土浇筑后尽快进行 。3 结论与展望( 1) 在目前的探头布设方式下 ， 超声波以横波在钢材中传播 ， 传播速度约为 3 200m/s， 超声波短路问题发生概率很低 。( 2) 若钢材与混凝土结合面脱开 ， 在目前的设备条件下无法接收到有效声信号 ， 超声法不再适用 。( 3) 只要钢材与混凝土结合面未脱开 ， 就可以通过测点的布设 ， 准确检测出混凝土中的缺陷 。实际工程中 ， 在混凝土浇筑后 7d 内 ， 出现结合面脱开的概率很
33、低 ， 在此时间段内进行缺陷检测是可行的 ，可参照超声法检测规程 1中普通混凝土部分进行数据处理和缺陷判断 。在众多的检测方法中 ， 超声法从保证结构本身的完整性以及从经济适用角度看都是发展趋势 ， 但超声法是一门技巧性极强的检测技术 ， 现场检测时容易受到周围环境的干扰 ， 一些检测技巧值得总结和推广 。此外 ， 采用数值模拟及 CT 技术使缺陷结果直观化亦有待进一步开发研究 。文中试验结果已经成功地应用于大兴孙河钢管混凝土拱桥 、新央视大楼钢管混凝土柱等项目 。参 考 文 献 1 CECS21: 2000 超声法检测混凝土缺陷技术规程 S . 北京 : 中国工程建设标准化协会 ， 2000
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35、 东北林业大学学报 ， 1997， 25( 3): 56-59.( 上接第 44 页 )成单跨框架 、底部两层形成跨层柱 、剪力墙筒体置于平面两端等特点 ， 但是由于选择了较好的混合结构体系 ， 并且通过运用 ABAQUS + BEPTA 程序 ， 对其进行了罕遇地震作用下的动力弹塑性时程分析 ， 并对分析中发现的结构薄弱环节进行了调整和加强 。同时采用了设置加强层连接桁架 、楼面水平桁架 ， 剪力墙设置双层连梁等措施 ， 使结构具有较好的抗震性能和延性 ， 满足所设定的性能要求 。参 考 文 献 1 CECS230: 2008 高层建筑钢 -混凝土混合结构设计规程 S . 北京 : 中国计划
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37、32002 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 ， 2002.( 上接第 58 页 )的次弯矩与空间框架计算结果相比 ， 最大误差百分率达到 1 435%。因此 ， 在进行预应力混凝土框架结构设计时 ， 应综合考虑结构的空间作用与约束分布对于结构次内力的影响 。( 4) 本结构在设有后浇带的情况下主梁次轴力最大值仍占主轴力的 8. 9%。鉴于次轴力所占比例较大 ， 建议在预应力混凝土结构的设计中应充分考虑次轴力的影响 。参 考 文 献 1 熊学玉 ， 蔡跃 ， 黄鼎业 ， 等 . 预应力转换层桁架大梁受柱抗侧刚度影响分析 J . 建筑结构 ， 2003， 33( 5): 13-15. 2 DGJ08-692007 预应力混凝土结构设计规程 S . 上海 ， 2007. 3 熊学玉 . 用约束次弯矩法直接计算预应力砼超静定结构的次 弯 矩 J . 合肥工业大学学报 : 自 然 科 学 版 ，1992， 15( S1): 122-127. 4 熊学玉 ， 孙宝俊 . 有效预应力作用下预应力砼超静定结构的次弯矩计算 J . 建筑结构学报 ， 1994， 15( 6): 55-63. 5 孟少平 ， 吴京 ， 吕志涛 . 预应力混凝土井式梁和双向板中次弯矩的计算 J . 建筑结构 ， 1998， 28( 12): 37-39.38
