0 引言

　　 由于钢材具有高强度、高延性，与混凝土协同作用良好等特点，钢结构在房屋建筑中得到了广泛应用，特别是大跨度建筑和超高层建筑。随着冶炼技术的进步，钢材的性能也在逐渐提升。建筑常用的Q235级钢材和HPB235级钢筋，逐步被替换为Q345,Q390级钢材和HPB300,HRB400级钢筋。如今超高强度钢筋(HRB500,HRB600)以及超高强度钢材(Q420,Q460,Q690)已初步形成市场规模，具备在结构中使用的条件。在部分国内外项目中，超高强钢材制作的钢构件和超高强钢筋也已有所应用，并取得了较好的效果。

　　 但是，由于国内规范中关于超高强钢的内容不够完备，以及使用超高强钢和超高强钢筋的项目相对较少，从而导致的高强钢材市场较小等多方面的原因，国内实际工程主要采用Q390高强钢材和HRB500强度钢筋。更高强度的钢材和钢筋在实际工程中大规模应用的案例较少。本文对北京中信大厦超高层项目采用超高强钢筋和超高强钢的方案进行分析，并与现有实施方案对比，研究超高强钢在高烈度区超高层结构中应用的可行性。

1 工程概况

1.1 结构体系

　　 中信大厦 ^[1]塔楼地上108层，结构高度528m; 地下7层，基底标高-37.8m。塔楼高度远超过中国《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)限值170m, 为超B级高度的建筑。建筑功能由下至上分别为大堂、办公和观景平台。每个区域之间设有设备层和避难层。地下7层主要为功能用房及车库，无人防要求。

　　 中信大厦塔楼结构平面布置对称，平面长宽比为1∶1。塔楼底部平面尺寸约为78m×78m, 中上部逐渐沿立面缩进，在约80层附近达到最窄，此处平面尺寸约为54m×54m, 然后沿塔楼向上平面尺寸逐渐扩大，顶层最宽处约为69m×69m。钢筋混凝土核心筒位于结构正中央，整体结构布置规则、对称。中信大厦结构抗侧力体系示意见图1。

　　 图1 中信大厦结构抗侧力 体系示意图  

　　  

　　 图2 外框筒结构 体系示意图  

　　  

　　 地上塔楼部分结构体系由外框筒、内部核心筒组成。外框筒为由巨柱、巨型斜撑、转换桁架以及次框架组成的巨型框架筒体结构。其中巨柱位于角部并贯通至结构顶部，在各区段分别与转换桁架、巨型斜撑连接。巨柱底部平面轮廓为多边形，中部及上部为矩形，沿建筑高度向上尺寸逐渐缩小，采用多腔钢管混凝土柱。巨型斜撑设置在各区外围，沿外立面倾斜设置，为焊接箱形截面。转换桁架沿塔楼竖向在设备层及避难层处设置，共8道，转换桁架的杆件截面主要用箱形截面。外框筒传力路径为经巨型斜撑、转换桁架、边梁柱，再通过巨柱最终传至基础。次框架梁柱为铰接，不参与抗侧，外框筒结构体系组成见图2。

　　 正方形核心筒从承台面向上延伸至大厦顶层，贯穿建筑物全高，底部尺寸约为39m×39m。核心筒周边墙体厚度从下至上由1 200mm逐步均匀收进至顶部400mm; 核心筒内主要墙体厚度则由500mm逐渐内收至400mm。核心筒采用内含钢骨(钢板)的型钢混凝土剪力墙结构，在结构地上1～46层范围墙肢内设置了钢板，形成钢板混凝土剪力墙。在钢板混凝土剪力墙以上区域(47～103层)外围墙肢内均增设型钢暗撑，形成钢暗撑混凝土剪力墙。

1.2 设计条件

　　 中信大厦位于北京市朝阳区。根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[2],本工程抗震设计主要参数如下：工程结构设计使用年限为50年，结构安全等级为一级，耐久性为100年；抗震设防分类为重点设防类(乙类),抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0.2g;场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第一组，场地特征周期T_g小震、中震时为0.4s, 大震时为0.45s; 阻尼比ξ小震、中震时为0.035,大震时为0.05。地基基础设计等级为甲级；建筑耐火等级为一级。主要构件抗震等级见表1,主要构件采用的钢材材质见表2。

　　 主要构件抗震等级 表1

构件	抗震等级	构件	抗震等级
巨柱	特一级	楼面水平支撑	二级
核心筒	特一级	塔冠结构	二级
转换桁架	一级	雨棚结构	二级
巨型斜撑	一级	转换梁	一级
重力柱	二级(构造措施)	楼面梁(次梁)	四级

 

　　  

　　 主要构件材质 表2

构件	钢材	构件	钢材
巨柱外围及 分腔钢板	Q390GJC/Q345GJC	核心筒钢 暗撑	Q345C
巨柱水平隔板 及加劲肋	Q345C/Q345GJC	楼面钢梁	Q345B/Q345GJB
转换桁架	Q390GJC/Q390GJD	次框架柱	Q345C/Q345GJC
巨型斜撑	Q390GJC	塔冠结构	Q345C/Q345GJC
核心筒钢板及钢骨	Q345C/Q345GJC	雨棚结构	Q345C/Q345GJC

 

　　  

2 地下部分超高强钢筋替换分析

2.1 基础方案

　　 中信大厦主塔楼下共设7层地下室，塔楼采用C50强度混凝土桩筏基础，塔楼下筏板厚6 500mm, 纯地下室部分筏板厚2 500mm, 两部分之间由厚4 500mm的筏板过渡。所有主要竖向构件从上部伸延至地下室，并支承于筏板。由于上部结构重力大，不能仅仅依靠主塔楼范围内的桩基承担所有竖向荷载，故筏板将会向四边扩大，以容纳更多桩基共同承担荷载。地下室巨柱和核心筒外侧设置翼墙，既能使得荷载分布更平均，又可增强筏板抗冲切承载力。

　　 根据区域不同，主楼筏板分为核心筒下布桩区域、矩形巨柱下布桩区域、其他地区布桩区域及过渡地区布桩区域，4个区域分别设有不同桩数、桩径、桩长的桩基础。筏板形状和桩基布置示意见图3。

　　 图3 筏板和桩基结构布置示意图  

　　  

　　 图4 包络工况下筏板内力/(×10³kN·m/m)  

　　  

　　 采用ETABS软件计算的原方案筏板底内力如图4所示。由图4可知，在超高层塔楼巨柱和核心筒范围内，由于上部传来的荷载很大，筏板应力很大，计算配筋率未超出规范限值，但整体偏大。原设计方案中，除构造钢筋采用HRB400外，筏板底部两方向主要受力纵筋采用HRB500,达到在满足承载力要求的前提下，减小钢筋网层数，增大钢筋间距，有利于大体积混凝土的浇筑。原设计筏板基础中配置直径40mm间距200mm双向10层HRB500钢筋网时，承载力满足计算要求。筏板钢筋网布置剖面示意图如图5所示。同时，由于荷载较大，原设计方案中所有桩基础均采用HRB500钢筋作为受力纵筋，使原方案中桩基础满足受力和构造要求。典型桩配筋示意图见图6。

2.2 筏板基础钢筋等强替换计算

　　 筏板和桩基进行配筋计算时，主要考虑承受地上结构传来的荷载以及基础的构造要求。在考虑对原方案中HRB500钢筋采用更高强度的钢筋HRB600代替时，高强和超高强钢筋的设计值取值见表3。

　　 图5 筏板钢筋网布置剖面示意图  

　　  

　　 图6 典型桩配筋示意图  

　　  

　　 高强和超高强钢筋的设计值 表3

钢筋	抗压强度设计值/(N/mm2)	抗拉强度设计值/(N/mm2)
HRB400	360	360
HRB500	435	435
HRB600	435	520

 

　　  

　　 采用以下公式作为替换原则：

　　 f1A1≤f2A2f1A1≤f2A2

　　 式中：f₁为原设计方案钢筋强度设计值；f₂为替代方案钢筋强度设计值；A₁为原设计方案构件配筋面积；A₂为替代方案构件配筋面积。

　　 该替换方案可最大程度地利用原设计方案中对筏板厚度、桩基根数及平面布置的统计，保证替换材料后，整体结构方案的可实施性。同时应注意，在采取等强度替换原则时，替换后的基础构件配筋面积，不应超出规范对应的最小、最大配筋率等构造要求。

　　 作为参照对比，将相对强度更低的HRB400强度钢筋作为替换方案进行计算和统计，更直观地反映出工程中采用典型材料与超高强钢筋时对结构整体的影响。各工况对应荷载组合见表4,3种方案计算后与构件最小配筋率比较如表5所示。

　　 各工况荷载组合 表4

工况	荷载组合
工况1	1.1×(1.35恒载+0.98活载)
工况2	1.1×(1.2恒载+1.4活载+0.84风荷载)
工况3	1.1×(1.2恒载+0.98活载+1.4风荷载)
工况4	1.2恒载+0.6活载+1.3水平小震+0.5竖向小震+0.28风荷载
工况5	1.2恒载+0.6活载+0.5水平小震+1.3竖向小震+0.28风荷载
中震1	1.2恒载+0.6活载+1.3水平中震+0.5竖向中震
中震2	1.2恒载+0.6活载+0.5水平中震+1.3竖向中震
大震1	1.0恒载+0.5活载+1.0水平大震+0.4竖向大震
大震2	1.0恒载+0.5活载+0.4水平大震+1.0竖向大震

 

　　  

　　 筏板采用不同强度配筋 表5

荷载组合	HRB500		HRB400	HRB600	ρmin
	计算面积 /(mm2/m)	实配面积 /(mm2/m)	替换面积 /(mm2/m)	替换面积 /(mm2/m)
工况1	47 922	62 800	75 883	52 534	满足
工况2	48 939	62 800	75 883	52 534	满足
工况3	49 714	62 800	75 883	52 534	满足
工况4	32 465	62 800	75 883	52 534	满足
工况5	32 503	62 800	75 883	52 534	满足
中震1	45 727	62 800	75 883	52 534	满足
中震2	37 475	62 800	75 883	52 534	满足
大震1	64 405	62 800	75 883	52 534	满足
大震2	61 506	62 800	75 883	52 534	满足

 

　　  

　　 采用HRB600钢筋不同厚度筏板用钢量优化率 表6

板厚 /mm	弯矩设计值 /(kN·m)	h0/mm	As/mm2	优化率
6 500	108 818	5 800	47 922.67	17%
		5 866	39 617.84
6 500	129 569	5 800	57 061.26	17%
		5 866	47 172.74
2 500	11 312	2 200	13 133.64	17%
		2 223	10 873.12
4 500	16 008	4 000	10 222.22	17%
		4 040	8 466.62

 

　　  

　　 HRB400钢筋桩基础配筋 表7

桩编号	桩径/mm	桩长/m	数量/根	原高强钢筋HRB500		普通钢筋HRB400
				纵筋	钢筋量/t	纵筋	钢筋量/t
工程桩P1	1 000	40.1	398	2232/1132	1 693.47	2236/1136	2 144.22
工程桩P2	1 200	44.6	403	2032/1032	1 936.51	2036/1036	2 451.95
工程桩P3	1 000	26.1	40	1232/632	68.09	1236/636	86.21
静载检验桩TP1	1 000	40.1	4	3032/1532	21.24	3036/1536	26.90
静载检验桩TP2	1 200	44.6	2	2432/1232	10.50	2436/1236	13.30
静载试验桩TP2a	1 200	54.6	3	2432/1232	15.76	2436/1236	19.95
试验锚桩AP1	1 000	40.1	22	4232/2132	165.06	4236/2136	208.99
试验锚桩AP2	1 200	44.6	12	4632/2332	146.32	4636/2336	185.27
试验锚桩AP2a	1 200	54.6	12	46/36/1832	135.69	46/36/1836	171.81
钢筋量合计/t				4 192.65		5 308.60(差值1 115.95, 比原方案增加了26.6%)

 

　　  

　　 同时还应考虑到，采用超高强钢筋后可适当减小钢筋排数。结合原图纸，每层钢筋网片净间距为50mm, 双向钢筋直径为40×2=80mm, 筏板厚度最大处按等面积折减，筏板原厚度h₀=5 800mm, 折减后厚度为5 866mm。采用HRB600钢筋，工况1下的不同厚度筏板用钢量优化率如表6所示。

　　 由表6可知，采用HRB600钢筋方案，在筏板范围中可节省约17%的钢筋用量，为2 550t。但同时应注意到，采用HRB600钢筋后，筏板配筋率减小，根据《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010) ^[3]第7.1.2条，配筋率的下降会导致钢筋应力水平σ_s上升，进而增大裂缝宽度。采用HRB600钢筋后，弯矩最大处裂缝宽度为0.398mm, 比原HRB500钢筋方案的设计裂缝宽度0.329mm有所增加，但仍小于本项目筏板计算时采用的0.4mm控制值。

　　 同样采用等强原则，对桩基础中的纵筋进行替换，考虑到若采用更高强度的HRB600钢筋，由于大部分桩为轴心受压构件，混凝土在协同变形作用下提前压碎，HRB600钢筋的抗压承载力不能充分发挥，相比HRB500钢筋优势不明显，故引入比原方案强度更低的HRB400钢筋作为参考对比。统计替换结果见表7。由表7可知，采用HRB500钢筋方案，相比采用HRB400钢筋方案，在桩基础范围中可节省约21%的钢筋用量，为1 115.95t。

2.3 地下室巨柱、核心筒钢板等强替换计算

　　 中信大厦地下室主要采用混凝土结构，但地上的4根钢管混凝土巨柱及其翼墙、核心筒中采用的钢板剪力墙均延伸至地下结构并在基础锚固。对巨柱、翼墙、核心筒中的钢板剪力墙中使用的钢板，按公式的原则进行等强代换。同时巨柱壁板应遵循《组合结构设计规范》(JGJ 138—2016) ^[4]第7.1.2条宽厚比限值，计算原则参考规范[5-6]。地下室巨柱和剪力墙钢板布置示意如图7所示。

　　 地下室各部分采用不同强度钢筋对应替换后，用钢量有较大节约。为充分考虑不同钢材强度下用钢量的变化，在原方案中采用Q390钢材的位置，复核了采用Q345GJ钢对用钢量的影响。各型号钢材取用设计值强度见表8,按构件统计各部分用钢量变化见表9,地下室巨柱、翼墙、核心筒构件用钢量变化见表10。由表10可得，地下室采用超高强钢替换原方案中钢材时，用钢量优化率较大，且由于地下室的抗震等级较低，构造条件约束相对宽松的特点，可以最大化地体现高强钢等强替代的优势。

　　 图7 地下室巨柱、剪力墙钢板布置示意图 

　　  

　　 地上部分超高强钢替换分析地上结构中的钢管混凝土巨柱、转换桁架、斜撑、钢板混凝土剪力墙构件用钢量较大，且板件厚度变化对于结构整体计算有较为显著的影响，故将其作为本次研究的对象。由于结构整体指标与地震作用关系密切，在进行地上构件等强度替换后，除应进行结构整体地震作用计算外，还应满足《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[2]中对不同构件构造要求。因此在对地上构件采用超高强钢替换研究时，除等强替代原则外，还需要注意满足规范构造要求。

　　 主要钢材设计强度 表8

钢材牌号	厚度/mm	设计强度/(N/mm2)
Q345GJ	≤35	325
	>35,≤50	325
	>50	300
Q390GJ	≤35	345
	>35,≤50	335
	>50	325
Q420GJ	≤35	370
	>35,≤50	360
	>50	355
Q460GJ	≤35	390
	>35,≤50	380
	>50	370
Q690	≤16	600
	>16,≤30	580
	>30,≤40	580
	>40,≤63	570

 

　　  

　　 按构件统计各部分用钢量变化 表9

钢材 牌号	巨柱			巨柱翼墙		剪力墙
	用钢量 /t	节约用 钢量/t	含钢率 /%	替换后 用钢量/t	节约用 钢量/t	替换后 用钢量/t	节约用 钢量/t
Q390GJ	3 731	0	5.28	227	0	2 454	0
Q345GJ	4 137	406	5.68	244	17	2 278	-175
Q420GJ	3 465	-266	4.9	209	-18	2 099	-355
Q460GJ	3 426	-305	4.86	189	-38	2 045	-409
Q690	3 151	-580	4.57	121	-107	1 208	-1 245

 

　　  

　　 地下室巨柱、翼墙、核心筒构件用钢量总变化 表10

钢材牌号	替换后用钢量/t	节约用钢量/t
Q345GJ	6 735	423
Q345GJ/Q390GJ	6 312	0
Q390GJ	6 144	-168
Q420GJ	5 687	-625
Q460GJ	5 437	-875
Q690	4 430	-1 882

 

　　  

　　 巨型斜撑、转换桁架、剪力墙采用超高强钢替换后的材料用量对比 表11

主要构件	Q345(GJ)/Q390(GJ) (原模型)		Q345(GJ)		Q390(GJ)		Q420(GJ)		Q460(GJ)		Q690
	原用 钢量/t	节约用 钢量/t	替换用 钢量/t	节约用 钢量/t	替换用 钢量/t	节约用 钢量/t	替换用 钢量/t	节约用 钢量/t	替换用 钢量/t	节约用 钢量/t	替换用 钢量/t	节约用 钢量/t
转换桁架+巨型斜撑	19 000	0	19 746	746	18 190	-810	17 854	-1 146	18 362	-638	21 317	2 317
巨柱	26 962	0	29 396	2 433	26 838	-124	25 314	-1 648	24 634	-2 331	22 715	-4 246
剪力墙	9 989	0	9 989	0	9 357	-632	8 983	-1 008	8 276	-1 713	5 533	-4 456
合计	55 951	0	59 131	3 179	54 385	-1 566	52 151	-3 802	51 272	-4 682	49 565	-6 385

 

　　  

　　 地上构件遵循以下超高强钢替代原则：1)钢材的承载力等强，即f₁A₁=f₂A₂;2)满足最小含钢率≥ρ_min;3)满足构件宽厚比≤(b/t)_max。巨柱外围钢板、竖向分腔钢板材质替换为低区(地下室至62层)Q390GJD,高区(63层至顶层)Q345GJC;对外围钢板和分腔板进行超高强钢材替换；水平隔板、加劲肋等钢板材采用Q345GJC钢材，占比较小且只需满足构造需求，不纳入替换范围。巨柱替换钢板位置示意见图8。

　　 图8 巨柱替换钢板位置示意图 

　　  

　　 巨型斜撑、转换桁架采用焊接方钢制作，钢材采用Q390C和Q390GJC。核心筒钢板采用60～12mm厚。经统计，采用超高强钢替换后的材料用量对比见表11。

　　 由表11可知，采用超高强钢替换Q345(GJ)/Q390(GJ)钢材后，上部结构用钢量优化程度较为可观。但同时应注意到，由于钢材用量的优化，整体结构的刚度、自重、自振特性都会发生改变，需要重新进行计算，验证超高强钢替代方案在结构上的安全性与合理性。

　　 针对不同强度高强钢和超高强钢，采用不同模型重新计算。不同材料强度结构模型计算结果对比见表12。由表12可见，在满足宽厚比构造要求的前提下，结构采用超高强钢材，其含钢率有所降低，但对结构整体抗侧刚度的影响较小。

3 突破宽厚比限值规定下的高强钢替换分析

3.1 结构体系分析

　　 通过分析可以看出，在考虑规范中构件宽厚比限值时，替换后的结构整体抗侧性能与原结构相比变化不大，抗侧刚度指标较规范尚有一定富裕，但钢构件强度有较大富裕。如果能够突破规范中板件宽厚比的限值，则高强钢的强度能得到更充分的利用。在满足构件承载力前提下，突破规范对于构件板件宽厚比限值统计构件的用钢量，并对比用钢量和抗侧刚度，结果见表13。

　　 不同材料强度结构模型计算结果对比 表12

计算指标		Q345(GJ)/ Q390(GJ) 原模型	Q345(GJ) 模型	Q390(GJ) 模型	Q420(GJ) 模型	Q460(GJ) 模型	Q690 模型
周期/s	T1	7.261	7.208	7.306	7.315	7.323	7.245
	T2	7.219	7.167	7.263	7.273	7.276	7.204
	T3	3.169	3.152	3.199	3.196	3.175	3.088
地震质量/MN		6 646	6 672	6 622	6 612	6 586	6 546
基底剪力/MN		130.15	130.8	129.32	129.07	128.64	128.21
剪重比/%		1.958	1.96	1.95	1.947	1.953	1.959
顶点位移/mm		548	541	555	556	554	544
最大层间 位移角(楼层)		1/549(85)	1/554(85)	1/543(85)	1/543(85)	1/545(85)	1/548(85)

 

　　  

　　 根据表13可得，钢材用量在突破宽厚比限值条件时，可进一步降低。未考虑宽厚比限值情况的结构整体楼层质量和剪力分布曲线与考虑宽厚情况相比变化较小，但层位移与层位移角的变化较大，应结合项目实际情况考虑对结构整体变形的影响。表13中Q690不考虑宽厚比限值时，整体位移角超过规范限值1/500,故在等强替代的基础上，适当增加钢板厚度，保证结构变形符合规范要求。楼层位移、层间位移角对比分别见图9,10,图中BT代表突破规范中宽厚比限值的计算结果。

　　 综上所述，突破宽厚比限值可有效进一步减少用钢量，但对结构整体抗侧性能有明显影响，应进一步研究，明确突破宽厚比适用范围。

　　 图9 楼层位移对比图  

　　  

　　 图10 层间位移角对比图  

　　  

　　 突破板件宽厚比限值后结构计算指标 表13

计算控制指标		Q345(GJ) /Q390(GJ) (原模型)	Q420(GJ)		Q460(GJ)		Q690
			考虑 宽厚比	不考虑 宽厚比	考虑 宽厚比	不考虑 宽厚比	考虑 宽厚比	不考虑 宽厚比
周期/s	T1	7.261(100%)	7.315(101%)	7.323(101%)	7.323(101%)	7.51(103%)	7.245(99.8%)	7.833(108%)
	T2	7.219	7.273	7.280	7.276	7.464	7.204	7.781
	T3	3.169	3.196	3.200	3.175	3.330	3.088	3.484
地震质量/MN		6 646(100%)	6 612(99.5%)	6 609(99.4%)	6 586(99.4%)	6 551(99.4%)	6 546(99.4%)	6 414(96.5%)
基底剪力/MN		130.15(100%)	129.07(99.2%)	129(99.2%)	128.64(98.8%)	126.68(97.3%)	128.21(98.5%)	122.69(94.3%)
剪重比/%		1.958(100%)	1.947(99.4%)	1.952(99.7%)	1.953(99.7%)	1.934(98.8%)	1.959(100%)	1.913(97.7%)
顶点位移/mm		548(100%)	556(101%)	557(102%)	554(101%)	585(107%)	544(99%)	634(116%)
最大层间位移角(85层)		1/549(100%)	1/543(101%)	1/546(101%)	1/545(101%)	1/522(105%)	1/548(100%)	1/497(110%)
转换桁架+巨型斜撑 (用量差)/t		19 000(0)	17 854(-1 146)	17 558(-1 442)	18 362(-638)	14 924(-4 076)	21 317(2 317)	12 541(-6 459)
巨柱(用量差)/t		26 962(0)	25 314(-1 648)	25 311(-1 651)	24 634(-2 331)	24 571(-2 391)	22 715(-4 246)	22 419(-4 543)
剪力墙(用量差)/t		9 989(0)	8 983(-1 008)	8 983(-1 008)	8 276(-1 713)	8 276(-1 713)	5 533(-4 456)	5 533(-4 456)
用钢量(优化量)合计/t		55 951(0)	52 151(-3 802)	51 852(-4 101)	51 272(-4 682)	47 771(-8 180)	49 565(-6 385)	40 493(-15 458)

 

　　 注：括号中百分比为各钢材替换模型计算结果与原模型计算结果之比。

　　  

　　 各规范对构件宽厚比限值对比 表14

构件类型	位置	采用规范	规范内容	宽厚比取值					备注
				Q345	Q390	Q420	Q460	Q690
斜撑	板壁	中国规范	b/t≤18ε	15	14	13	13	11	欧洲规范斜撑 宽厚比无限制
钢箱梁	翼缘	欧洲规范Eurocode 3	c/t≤33ε	27	26	25	24	19
	腹板	欧洲规范Eurocode 3; 美国规范ANSI 341-10中延性	c/t≤72ε; h/t≤1.12E/Fy−−−−−√(2.33−Ca)≥1.49E/Fy−−−−−√h/t≤1.12E/Fy(2.33-Ca)≥1.49E/Fy	59	56	54	51	42
钢箱柱	壁板	中国规范	b/t≤33ε	27	26	25	24	19	各规范取值接近
工字钢梁	翼缘	美国规范ANSI 341-10中延性	h/t≤0.38E/Fy−−−−−√E/Fy	9	9	8	8	6
	腹板	欧洲规范Eurocode 3; 美国规范ANSI 341-10中延性	c/t≤72ε ;	59	56	54	51	42
			h/t≤1.12E/Fy−−−−−√(2.33−Ca)≥1.49E/Fy−−−−−√h/t≤1.12E/Fy(2.33-Ca)≥1.49E/Fy
工字钢柱	翼缘	美国规范ANSI 341-10中延性	h/t≤0.38E/Fy−−−−−√E/Fy	9	9	8	8	6
	腹板	美国规范ANSI 341-10中延性	h/t≤1.12E/Fy−−−−−√(2.33−Ca)≥1.49E/Fy−−−−−√h/t≤1.12E/Fy(2.33-Ca)≥1.49E/Fy	44	41	40	38	31
钢管混凝土 巨柱	壁板	美国规范ANSI 341-10中延性	h/t≤2.26E/Fy−−−−−√E/Fy	54	51	49	47	38
	隔板	中国规范	直接给出宽厚比限值	81	75	71	68	55	欧洲规范无限制

 

　　 注：b,c,h均为构件无支承板件宽度；t为板件厚度；ε=235/Fy−−−−−−√235/Fy,其中F_y为钢材屈服强度；C_a为构件轴压比。

　　  

3.2 各规范宽厚比限值分析

　　 参考文献[7,8,9]的研究方法，搜集归纳总结了欧洲规范Eurocode3 ^[10]、欧洲规范Eurocode4 ^[11]、美国规范AISC 341-10 ^[12]中关于构件宽厚比限值的要求，并与中国规范对比，尝试根据不同规范之间对宽厚比限值的不同要求，整理出更优化的限值。各规范对宽厚比的限值具体结果见表14。由表14可知，针对本次进行材料替换的构件，美国规范、欧洲规范中部分宽厚比限值条件相对宽松，整体来说处于相同量级。美国规范中根据延性等级要求，钢构件的宽厚比要求存在差异，为高强钢替换材料采用更为宽松的宽厚比限值提供了参考和借鉴依据。

4 结语

　　 通过遵循中国规范构造要求，对原设计方案的等强代换，可保证项目在抗震、抗风条件下结构的承载力、变形满足规范要求，较大程度节省用钢量。通过分析国外规范对于宽厚比限值的要求，对比国内外规范对宽厚比限值的取值思路，考虑根据不同的延性要求设置不同宽厚比限值，可使超高强钢在工程设计中通过合理的构造得到充分发挥。通过本项目的分析，证明高强钢及高强钢筋在超高层中的应用具有现实意义，对于关键节点构件等进行设计能起到保证结构安全性能、降低工程用钢量的作用。高强钢是未来钢结构和大体积钢筋混凝土建筑发展的趋势。