博主按：本文收录于《第6届全国结构减振控制学术研讨会论文集》（2007年11月，昆明），是博主首次参加全国性结构专业学术会议并作分组发言。

摘要： 本文介绍了一栋转换层以下采用正交柱网、上部采用鱼骨式斜交柱网的复杂高层建筑的结构设计，较详细地介绍了在转换层下部结构中加入钢支撑解决结构抗扭问题、消能减震设计等技术措施，以及后来采用型钢混凝土框架+钢支撑替代消能减震技术的思路和做法，可供类似工程参考。
关键词： 复杂高层建筑 钢支撑 结构抗扭 消能减震技术 型钢混凝土结构

1 工程概况
本工程是位于广州市番禺区，地面以上 17 层，其中裙楼共 5 层，为酒店大堂、银行、办公、会议及餐饮等 ； 6 层以上为酒店标准客房。地面以下 1 层，为六级人防地下室，平时用作地下立体停车库。总建筑面积约 20000 m2 ，其中地下室建筑面积 3780m2 ，结构总高度为 66.02m 。
本工程设计使用年限为 50 年；基本风压 0.6kN/m2 ，地面粗糙类别 B 类；安全等级为二级，结构重要性系数γ o =1.0 ；抗震设防类别为丙类，工程所在地区抗震设防烈度为 7 度，地震分组为第 1 组，基本加速度值为 0.1g ，按 7 度抗震构造措施设防；场地类别为Ⅱ类，场地特征周期为 0.35s ，不存在液化土层。
本工程于 2005 年 8 月完成设计， 至2007 年9 月施工至第四层，预计2008 年底完工。

2 场地地质情况
根据地质报告提供，本工程地下水对混凝土无腐蚀，基本稳定水位埋深为约 0.9~2.7m ， 场地岩土分布情况见表一。



本工程地基基础设计等级为乙级，基础构件承载力计算重要性系数 γ o =1.0 。 根据本工程的层数初步估算，基础柱底轴力较大（最大轴力设计值约30000kN ，换算为标准组合24000kN ）。地质勘察报告揭示的场地岩土分布情况，以强风化花岗岩为持力层的预应力管桩或以中、微风化花岗岩为持力层的钻（冲）孔灌注桩均是可能方案。
为此我们对两种桩型进行了经济技术分析，从表二可见，以 微风化花岗岩为持力层的钻（冲）孔灌注桩比预应力管桩在造价上略有优势。尽管预应力管桩也具有施工和检测周期短、质量容易保证等优点，但其单桩承载力偏低，在本工程中需要布置桩数多，不得不采用筏形承台，其基坑开挖深度必然增大，钻（冲）孔灌注桩的 经济技术 优势更明显了。




因此选用了 冲（钻）孔灌注桩基础，Φ 800~ Φ 1200 以中风化 花岗 岩层为持力层，Φ 1400~ Φ 1800 以微风化 花岗 岩层为持力层，单桩竖向抗压承载力特征值 5000~25100kN 。
地下室结构设计受到以下客观条件限制：（ 1 ） 开挖深度范围内主要是填土和淤泥，地下水位较高；（ 2 ）东面和北面地下室边线紧靠市政道路、西面临近河涌、南面距已建的小学教学楼不足 10m ；（ 3 ） 停车位数量紧张，建筑设计考虑了机械式双层立体停车设施 。一方面为了减少基坑支护结构造价、有利地下室施工安全，必须尽量减少地下室的开挖深度，另一方面要 保证地下室有足够的净空。解决这个矛盾的办法是尽量减少地下室底板、顶板结构高度。
由于地下室底板标高处于淤泥层，采用了 无梁平板底板 式底板，既便于施工又减少了开挖深度。设计时考虑了地下水的浮托作用，抗浮设防水位取至室外地坪，底板板厚为 450mm ，板面结构标高均为 -5.550m ，底板与桩承台砼整体浇注。
4 上部结构设计
4.1 结构设计的难点
（ 1 ） 裙楼的正交柱网和标准层的鱼骨式斜交柱网各成体系，除作为电梯井的核心筒上下连通外，其余竖向抗侧力构件不连续，必须在第五层进行高位转换，而且转换层的结构布置比较复杂。
（ 2 ） 某些楼层层高有较大变化，容易造成侧向刚度不规则。
（ 3 ） 核心筒在裙楼平面偏置，在地震作用下裙楼容易产生严重的扭转。 若在裙楼周边设置一定数量的抗侧力构件，由于地下室周边外伸，裙楼周边下方正好是地下室车库的车道，这类抗侧力构件无法直接伸入地下室底板基础。
故本工程整个结构布局比较复杂，使其具备良好的抗震性能是本工程 结构设计的重点。





4.2结构体系与结构布置
根据使用功能的需要，标准层采用了 短肢剪力墙- 核心筒结构，在满足要求的前提下尽量使标准层的侧向刚度与下部结构接近 ，并将 短肢剪力墙的抗震等级按规范[3] 提高一级。 标准层 为了配合转换层结构布置，局部悬挑跨度较大，为了 减少结构高度采用悬臂空腹桁架，并增加了其刚度。
由负一至四层按使用功能要求采用了框架- 核心筒结构，为减少柱截面、增加地下车库的有效使用面积，柱砼采用C50 。为增加下部结构的侧向刚度，一方面增加了核心筒外壁的厚度（由300 增至400 ），另一方面在E~F 轴X 3 轴和E~F 轴X 9 轴处各设一片剪力墙。
由于核心筒在裙楼平面中偏置，周边 抗侧力构件数量少， 最初试算发现， 最大层间位移与平均层间位移的比值（以下称“位移比”）的最大值达到 1.82 （ 出现在第 二 层）， 远超过 规范[3] 的限值1.4 。这说明结构底部抗扭刚度小（尤其是Y 向），在地震作用下裙楼会产生严重的扭转。
最有效的解决方法是在裙楼边缘1 轴和9 轴处Y 向各设一片剪力墙，但如前所述此处布置的剪力墙不能 直接伸入地下室底板基础，而必须在地下室顶板进行转换。这样一来，既增加了地下室顶板结构高度、不符合前述的 地下室顶板结构设计原则， 又 使整个结构存在两次转换，增加了整个结构设计的复杂性。经分析比较，最后在C~D 轴X 1 轴和C~D 轴X 9 轴 （ 1 — 4 层） 处各设一道人字钢支撑，很好的解决了这个问题。最后一至四层形成了框架- 核心筒+ 钢支撑的结构形式。
结构转换层布置方面，灵活采用了传力直接、可靠经济梁式转换体系,连接上部鱼骨式斜交轴网和下部正交轴网的竖向构件 。 由于上部短肢剪力墙大部分可以布置在接近轴线的位置，因此转换梁尽量根据下部正交柱网布置，并充分利用轴线上框架梁的强度和刚度，部分转换主梁采用宽扁梁。部分无法由转换主梁直接支承的，采取了平行双梁转换的形式，这样的优点是避免斜梁造成梁端与框架梁或框支柱相交而构造复杂，在构造上充分注意将双梁连接起来，使共同工作，将梁支座设计成刚性块体，避免对正交的框架梁产生过大扭矩（图四）。


4.3整体结构分析计算
本工程主体结构采用 中国建筑科学院PKPM 软件系列软件SATWE 进行计算。 经计算，所有 钢支撑截面 均取 HW400x400 后 ， 位移比最大值降至 1.48 （出现在第六层），虽然仍略超出 规范[3] 的限值1.4 ，但其 对应的 最大层间位移角为 1/2393 ，小于 规范[3] 的限值1/2 ，按参考文献[9] 建议的处理办法（P199 ）可认为符合抗扭设计要求。


4.4消能减震设计
在 转换层下部加设的钢支撑对结构底部的抗扭有很重要的作用，钢支撑弹性刚度大，抵抗多遇地震有效，但在罕遇地震下支撑斜杆反复拉压，一旦杆件受压屈服，杆件产生压屈塑性变形，重新受拉后变形不能完全恢复，杆件不能完全拉直，再次受压时承载力降低，容易在罕遇地震时首先破坏而成了第一道防线。
保证钢支撑在罕遇地震下的工作性能、提高其延性是保证 转换层以下底部加强区结构安全的主要技术措施之一 。经与建设单位协商，决定采用 复合型铅粘弹性阻尼器，将阻尼器安放在下部两侧 1 、 9 轴（ 1 — 4 层）钢支撑处，在每个支撑上加两个阻尼器。
4.4.1分析与计算：
在多遇地震下采用振型分解反应谱法分析和非线性动力时程分析，罕遇地震情况下采用非线性动力时程分析，采用 ETABS 大型建筑结构有限元分析设计软件进行计算分析。计算分析中采用的地震烈度为 7 度 ，所选时程曲线（二类土）为EL-Centro 波、唐山波、广州波 。在多遇地震情况下层间变形比较小，采用粘弹性回复力模型 ； 在罕遇地震情况下层间位移较大，直接采用试验所得的 金属屈服性恢复力模型 数据（图五）。



取前18 个振型，各种工况参与质量比达到97 ％以上 ，结构Y方向位移刚度较弱，加阻尼器后结构在各种工况荷载作用下的变形曲线相对比较平缓。
主要分析结果：


加入 阻尼器后 本工程可 满足“中震不屈服、罕遇地震可修”的抗震性能目标，比规范 [4] 所要求的 “ 中震可修，罕遇地震不倒 ” 在使用性能上提高了一个档次。
4.5耗能减震替代方案的设计
当本工程施工完地下室侧壁、尚未施工顶板时，建设单位一方面进行 阻尼器的产品市场调查，一方面要求设计方面提出 耗能减震技术的替代方案。
在考虑替代方案时，我们考虑提高钢支撑、相关构件及其连接的承载能力，使其在罕遇地震作用下不首先破坏：一方面调整钢支撑的截面，使之具备足够的承载力，以“中震下钢支撑不屈服”为设计目标；另一方面 在钢支撑相连的框架构件中加入型钢，形成 型钢混凝土框架+ 钢支撑方案，以增加 结构的延性，并便于钢支撑的连接固定，简化节点构造。
4.5.1 型钢混凝土 框架+钢支撑的方案
钢支撑 按中心支撑设计（即型钢混凝土梁、型钢混凝土柱和钢斜撑中心线交会于一点）。 首先为了提高钢支撑的抗侧刚度，将每层人字形支撑改为每两层X 形支撑，按照规范[4] 和[8] 对中心支撑杆件长细比和板件宽厚比（超过12 层）的要求适当调整了钢支撑的截面。最后选定 1 轴支撑截面 H580X350X22X28 ， 9 轴支撑截面 H 300X350X22X25 。
调整钢支撑截面时， 考虑到 1 轴的钢支撑与结构刚度中心距离较短，有意识地调整 1 轴钢支撑截面大于 9 轴钢支撑截面。经计算，在 多遇地震作用下的 位移比最大值略微减少至 1.46 （在第六层， 最大层间位移角为 1/2190 ），说明经过优化调整 钢支撑截面 后结构抗扭性能有所改善。

经计算在多遇地震作用下支撑斜杆的稳定应力与强度设计值之比最大值为0.5。考虑到支撑斜杆受压屈曲后产生较大变形、并使体系的抗剪能力发生较大退化，按照规范[8]