超限复核报告

广州新电视塔复核分析报告1000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 500015(度风,向角56. 25(度/4,/向)角90度风月角101. 25(度风,向)角45度风向角下结构位移56.25度风向角下结构位移90度风向角下结构位移101.25度风向角下结构位移检杆顶点位移4565mm检杆顶点位移4553mm检杆顶点位移4480mm检杆顶点位移3333mm塔体顶点位移1726mm塔体顶点位移1748mm塔体顶点位移1673mm塔体顶点位移1272mm1000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 500067. 5度风自角78. 75(度4,向)112. 5度其向)角123. 75(度4,向)角67.5度风向角下结构位移78.75度风向角下结构位移112.5度风向角下结构位移123.75度风向角下结构位移检杆顶点位移4393mm格杆预点位移4279mm格杆预点位移3345mm格杆顶点位移3452mm塔体顶点位移1738mm塔体顶点位移1766mm塔体顶点位移1160mm塔体顶点位移1120mm7H北京市建筑设计研究院

广州新电视塔复核分析报告1000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 5000135度4,向)角146. 25度风月角180度风月角191. 25(度风,向)角135度风向角下结构位移146.25度风向角下结构位移180度风向角下结构位移191.25度风向角下结构位移检杆顶点位移3378mm抢杆顶点位移3199mm检杆顶点位移2522mm检杆顶点位移3551mm塔体顶点位移1023mm塔体顶点位移917mm塔体顶点位移662mm塔体顶点位移1356mm1000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 50001000 2000 3000 4000 5000157. 5度风,自用168. 75度风月角202. 5度))角213. 75(度4,向)角157.5度风向角下结构位移168.75度风向角下结构位移202.5度风向角下结构位移213.75度风向角下结构位移格杆预点位移2916mm格杆预点位移2578mm格杆预点位移4071mm格杆顶点位移4323mm塔体顶点位移809mm塔体顶点位移702mm塔体顶点位移1577mm塔体顶点位移1642mm7北京市建筑设计研究院

图5.17风荷载下客层位移示意图 以225度方向岁划。225皮方自位移最大

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其他风向角的各层位移曲线与上图类似。可见，整体变形主要以弯典变形为主，类似于一根悬臂梁。 最大位移发生在225度风向角时，稳杆顶位移为4586mm，为总高度的1/133，塔体顶部应移为1766mm 为塔体顶点位移的1/257.满足要求。 各震输入角下检杆顶和谐体顶位移如下表所示：

表 513各因胞入/临然[微

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广州新电提塔复核分析报告通过验算发现，绝大部分构件利用率（对钢梁钢柱为应力比，对钢管混凝土柱为承载力比）均控制在0.80以下，但有少量的构件利用率达到了0.82。可以说，各构件的承载力是能够满足要求的。下图以钢管混凝土柱为例，给出了验算承载力比0. 900. 800, 700. 600. 500. 400. 300. 200. 100. 005011001150120012501300135014001图5.20钢管混土柱承载力验算结果钢梁钢柱数量巨大，此处暂不费述。北京市建筑设计研究院

通过弹性计算复核工作，我们认为广州魔所微的分析工作力学模型正确，所提供的计算数据具有可重复 性，所得结果和我们的复核结果相近，其误差在工程计算允许范围之内， 结论如下： 1、弹性计算结果（包括周期、位移、基联势力等）与广州院计算结果相近 2、结构在多遇地震和风等荷载作用下的位移能够满足要求： 3、我院对钢梁、钢柱等钢构件以及钢管混凝土柱的承载力进行了复核计算，计算结果表明，绝大部分构 件应力均控制在0.80以下，部分构生的应力比达到了0.82，我们为结检的承载力是能够满足要求的

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七、室遇地震作用下的非线性地震反应复核分析

【一]、性能化抗震设计的具损

根据建筑抗震设计规范（GB50011一2001）的指导原则，在设防期间超越概率2%的罕遇地震作用下， 构允许出现严重结构性破环，但应避免倒增：同时专家评审会同意以此作为率退地震下的抗震设计目标， 金初步设计阶段，设计团队遵循“大震不倒”的抗震设计目标，故我们此次复核也以大震不倒作为结构的设 防依据 在罕遇地震作用下，广州新电视塔结构可能出现出部分结进入弹塑性。结构在弹望性工作阶段的关 依据 此次复核工作中，我们使用美国HSK公司编制的ABAQUS非线性软件对广州电视塔结构在罕遇地震作 用下的非线性反应进行分析，主要目的有四个： ，了释该结构在大震作用下由弹性到届服和届曲以及届服后和届曲后阶段的全过程的行为： ·判斯读结构在大作用下是否存在薄弱区，并评价薄弱区的薄弱程度 ·评价该结构在罕退地震作用下的抗震性能，从而进一步判定该结构在大震作用下是否满足不倒增的 晨设计目标。 评估结构能向杆件在大需作用的承载能力和动力稳定性能

(二)、 方法与战深

维的抗震设计方法 近年来，随着现代工业社会的发展，城市的数量和规模不断扩大，城市变成了人口高度密集、财富高度 美中的地区，一股的地震灾害就可以造成巨大的人员伤亡和经济损失。1994年的美国加州北岭地震和1995 年的日本版神地震，造成了巨大的经济损失和人员伤亡，引起了工程界对现有抗震设计思想和方法存在的不 足进行深刻的反思，进一步操讨更完善的结构抗震设计思想和方法从而成为迫切的需要。目前各国抗震规范 中普遍采用的“小震不坏、中震可，大震不倒”的设计思想，是以保障生命安全为单一设防目标的，尽管 可以做到大需时主体结构不倒以保随生命安全，但它可能导致中小需下结构正常使用功能的失而说起巨

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(三)、结构非线性地需反应分析模型

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弯曲时，其非线性恢复力曲线也采用FEMA356所推荐的非线性恢复力骨架曲线，与防倒竭抗震性能目 标对应的塑性转角变限值采用FEM356推荐的柱的塑性转角限值，即8倍的弹性转角 拉伸时，轴力一输向应变的滞回骨架曲线假设为双线性理想弹望性，拉伸癌服轴力值等于截面面积乘以 板的标准强度，与防倒增抗震性能目标对应的拉伸应变限值使用FEM356推荐的柱的拉再应变限值，即5 倍的受拉屈服应变 压缩时，钢梁轴力一轴向压应变滞回骨架曲线可假设为双线型理想弹塑性，a,b,e值起拉伸值。钢梁受压 承载能力采用前述稳定性分析方法为引入初始缺陷，在引入初始缺陷后的承载能力与中国钢结构设计规范 GB50017计结相同（详见支携部分的说明）

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果比较，且数值模拟结果的曲线更接近试验结果。可以者出，无论是撑承载力还是争撑届曲后的行为，采 用初始缺陷的方法都是偏于安全的 为达到大震不倒的抗震性能目标，斜撑弹塑性变形必领限制在可接受限值范围内。根据FEMA356中表 7所推荐的数据，斜撑受压缩短塑性变形限值取为初始受压届典轴向缩短变形的6倍， 斜撑受拉属服后轴间拉力一轴间受拉伸长之间的非线性恢复力曲线采用理弹量性双线形，不必考恶轴 可刚度与强度的退化。受拉时，同样根据FEMA356中表5一7所推荐的数据，斜撑受拉伸长塑性变形限值取 为其轴ia仙的9f

4）混士核心简 混凝土核心简按板壳单元进行模拟，使用ABAQUS程序中的S4R单元。混凝土的材料非线性使用混凝 上平面应力塑性开展原理进行服面控制，在计算中在每一混滤土单元使用8个高斯积分点控制附近混滤土 的啦力状态

音和混滤士组成其截面辅尚弹性有效刚度值，EA，由其等效截面弹性轴向内度计算确定，考截面各种材 的实际面积和各种材排料的弹性模量，截面对两个主轴的抗弯有效刚度值，E，则通过截面矩一曲率分析

目前FEMA356和ATC40均未对型钢混凝土柱就不同的抗震性能目标提供任变形充许限值，但是， ATC40的确就约束混凝土的最大压应变能力提出了一些指导性意见，建议如果没有更准确的模型，不应超过 0.02，因此所有变形限值都基于该值并通过纤维模型得出。 为了分析钢管混凝土柱的稳定性，采用非线性稳定求解方法，即采用儿何非线性求解器的有限元程序 （ABAQUS具有该功能），并弓引入初始缺陷，初始缺陷的形状采用半个正弦波。初始缺陷的孕I入同初步设计 是设计团以的此值相国

目前FEMA356和ATC40均未对型钢混凝主柱就不同的抗震性能目标提供任何变形充评限值，但是， ATC40的确就约束混凝土的最大压应变能力提出了一些指导性意见，建议如果没有更准确的模型，不应超过 0.02，因此所有变形限值都基于该值并通过纤维模型得出。 为了分析钢管混凝土柱的稳定性，采用非线性稳定求解方法，即采用儿何非线性求解器的有限元程序 ABAQUS具有该功能），并号入初始缺陷，初始缺陷的形状采用半个正弦波，初始缺陷的引入同初步设计 是设计团以的值相国

6）质量 结构的总质量及其分布与结构的重力荷载代表值对应。结构非线性分析模型的总质量约为212方吨。总

广州新电视塔复核分析报告第一组天然波100200200100100图 7.7 人工波Hh2图 7.9 HH12502001501005(2341 2575 2809 3043 32771020025(图7.8人工波Vv图 7.10 HH2北京市建筑设计研究院

广州新电视塔复核分析报告200100100100300100图 7.11 VV图 7.13 HH2第二组天然波25010)20(150200100100图 7.14 VV图 7.12 HHI北京市建筑设计研究院

一）、最大落真及检托天线的相对位移与结芯感体抗需性能评价

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标准血压广州新电视塔复核分析报告450450|400400350350310300251250200200 150150 101 100 50 500.050.100.150.200.050.10 0.15D.2p图 8.3天然波组（1：0.85:0.65）最大转角示意图图8.5天热波二组（1：0.85：0.65）最大转角示意图4504504004003503503t03002502502020015015010010050 50 0.05 0.100.150.250.05 0.100.15图8.4天然波组（0.85:1:0.65）最大转角示意图图8.6天热波二组（0.85:1：0.65）最大转角示意图55北京市建筑设计研究院

广州新电视塔复核分析报告图8.14人工波（0.85:1:0.65）杆件塑性发展图图8.15天热波一组（1：0.85：0.65）杆件塑性发展图蓝色弹性红色先进入差性绿色后进入塑性蓝色弹性红色先进入塑性绿色启进入塑性53北京市建筑设计研究院

广州新电视塔复核分析报告图8.16天照波组（0.85：1：0.65）杆件望性发限图图8.17天热波二组（1：0.85：0.65）杆件塑性发展图蓝色弹性红色先进入塑性绿色后进入塑性蓝色弹性红色先进入塑性绿色后进入塑性59北京市建筑设计研究院

图8.18天然波二组（0.85:1:0.65）杆件望塑性发底图 监色性红鱼进入性鱼管进入

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（二）。结热构性抗需性能速价

在结构构件水平、每一个斜撑、每一个梁和每一个柱的弹望性变形时程曲线都油有限元分析后处理软件 到。对每一类构件，其最大弹塑性变形值都从所有该类构件的单元变形时程曲线上找出，并按人工波、天 然波第一组、天然波第二组的顺序列于表中，该表同时也给出了与防倒竭对应的构件变形最大可接受限值（钢 构案用FEMA356中CP值，混凝土核心简采用ATC40中SS值）以及生命安全限值（钢结构采用FEMA356 1LS值，混凝士核心简采用ATC40中LS值)，以便比较并进行抗震性能评价（表中应变取的是总应变而非 型性应变） 认数据上可以看出，表中所列结构构件的最大应变远远小于FEMA356和ATC40中率遇地震下防止倒均 给出的允许值，结构构件在大震下的损伤程度是比较低的，固此，结构的杆件在罕遇地震作用下工作状态 是好 为了了解该结构在大震作用下由弹性届服（和届曲）以及届服后（和届曲后）阶段的全过程的行为，以 及判断该结构在大震作用下是否存在可能的薄弱区，其薄弱程度如何，本报告进一步阐述如下： 以人工波（0.85：1：0.65）作用下结构的反应为例，可以看到，最早出现望性较的部位是核心简的细膜 ，接着是底部斜撑和环染出现塑性较，然后是天线杆根部部分出现望性较，随着塑性钦的发展，最后分 图为8.14。根据以上结果可以看出，壁性区主要分布在环梁和牵撑上，在纤腰部位，混凝土核心简和钢管 凝土士柱也进入塑性状态。 综合表及图可明显观察到，所有构件的最大弹性变形值都小于其相应的最大可接受限值，即所有结构 件的破环程度都在允许范围内，且钢构件的变形值都基本小于FEMA356中生命安全限值（LS)，混凝士 质心简也小于ATC40中的生命安全限值（LS)：总的性较数量较少，且同一高度处没有所有重要杆件都注 型性，可能的薄弱区（如细腰部等）型性变形与变影限值比教都很小。因此，结构构件在率适地囊作用 下的表现也表明结构的拉抗需性能优手“大震不例”的抗震性能目标的要求

教育标准表 8.2 检性非能性变恶和可接孕能小蛋

广州新电视塔复核分析报告最大控伸变0.0004 / 0.009 /0.00060.017十、结论最大压缩变0.001 / 0.001 /0.0010.02通过我们现阶段工作，我们认为广州院所做的分析工作力学模型正确，荷载取值符合有关规范和专家论最大控伸变0.001 / 0.001 /斜支撑0.001 / 0.0010.013 0.017证会建议取值，所用程序为国际知名的结构分析软件，所提供的计算数据具有可重复性，所得结果和我们的最大压缩应变0.003 / 0.002 /0.0080.012 复核结果相近，其误差在工程计算允许范围之内。0.002环案最大弯典性0.003 / 0.001 /转角(弧度)0.0030.0130.017内、外简连案最大弯典性转角 (弧度)0.001 / 0 / 00.0100.014 最大弯典性转角(弧度)0.003 / 0 / 0.0100.0130.017天线最大控伸变0.002 / 0.002 /0.005 / 0.0020.0130.017最大压缩应变0.002 / 0.002 /0.0090.0080.012 最大弯曲塑性较0.014 / 0.004 /转角 (度)0.0080.0100.017天线支座析架最大控伸应变0.002 / 0.001 /0.0010.0110.014 最大压缩应变0.005 / 0.02 /0.0030.007 0.010 九、罕遇地震分析结论基于以上罕遇地震作用下的非线性地震反应时程分析，可以看到：1、结构在率遇地震作用下最大层间位移满足要求并有一定富余，在出现塑性的楼层中，只有少量竖向构件出现塑性铰，大部分构件仍保持弹性状态，出较的部位和进入塑性的程度都能保证结构在罕遇地震作用下保持较好的工作状态：2、构件的非弹性变形小于可接受的变形限值，构件在罕退地震作用下能保持较好的工作状态：3、目前采用的结构体系与方案、构件尺寸以及延性构造措施能满足罕遇地震作用下结构不倒竭的抗震性能目标，在罕退地震作用下，结构仍具有相应的强度与变形能力储备。所以，我们认为：在率遇地震作用下，结构抗震性能和构件抗震性能都是满足要求的61北京市建筑设计研究院