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摘要：通过具体工程实例对钢框架-中心支撑结构体系进行分析，并进一步探讨钢框架-中心支撑结构体系的结构布置、结构分析、特殊构件与节点设计，以供设计参考。
关键词：钢框架-中心支撑； 弹性时程分析；支撑与梁柱节点
1工程概况
某管理中心办公楼，地下1层，地上17层，建筑高度69.3m，标准层层高3.9m，总建筑面积44440m2。地下一层为车库及设备用房，地上部分主要功能为办公及会议，标准层结构平面布置见图1。
图1标准层结构平面布置图
工程抗震设防烈度6度，设计基本地震加速度0.05g，II类场地。按百年一遇风荷载取值，基本风压0.45kN/m2，地面粗糙度B类。
2结构体系与布置
主体结构采用钢框架-中心支撑体系，方(或矩形)钢管混凝土柱、H型钢梁及H型钢支撑。地下一层钢框架外包混凝土形成钢骨混凝土结构，支撑下部的地下室部分改为钢筋混凝土剪力墙，基础采用独立基础加防水板。
建筑标准层平面长82m，宽28.2m，长宽比约为2.9，长宽比相对较大。中部为公用区域，左右两边各有一个采光天井，天井外侧仅有3.2m宽楼板相连。根据建筑平面，最终确定的标准层结构平面布置见图1。利用中部公用区域布置六榀、组合成两个槽型的支撑框架(位置见图1中的ZC-1、ZC-2)。考虑到建筑平面两侧楼板透空，仅在端部有部分楼板相连，使得部分框架不能连成整体，以致结构两侧刚度大大降低，扭转效应显著，在③、轴布置两榀混合支撑框架(位置见图1中的ZC-3)，以提高结构两端的刚度。各榀支撑框架立面见图2。结合建筑门洞口位置，ZC-1、ZC-2分别采用人字形支撑和V字形支撑。ZC-3上部为迭层混合空腹桁架；为满足建筑使用功能，支撑在五层向两侧框架进行转换，且转换后采用越层单斜杆支撑。为实现建筑主入口处门厅大空间要求，⑦、⑧轴框架局部抽柱并采用转换桁架进行托柱转换，⑦、⑧轴框架立面简图见图3。中部公用区域在、轴和、轴之间因设备管线布置及建筑净高要求，除个别楼层外无法设置钢梁(见图1、3)，为更好地协调各部分框架协同受力，增加结构整体性，楼板厚度设计为140mm，并采用双层双向配筋，同时在建筑端部透空楼板外的相连部分板中设斜向抗剪钢筋以增强其受力性能。
（ａ）ＺＣ -１（ｂ）ＺＣ -２ （ｃ）ＺＣ -３
图 2 支撑框架立面图
图 3 抽柱转换桁架示意图
结构二层层高为6m，首层及二层以上层高均为3.9m。因二层层高较高，侧向刚度较小，形成薄弱层。另外，因⑦、⑧轴处在五层设置抽柱转换桁架且③、轴ZC-3在该层进行了支撑位置的转换，五层刚度较大，致使四层成为薄弱层。薄弱层刚度、地震作用及承载力均满足规范要求。
应用各软件计算分析主要结果见表1。
表 1主要计算结果
为保证转换桁架安全性，对转换桁架进行基于性能的中震弹性设计。在对整体结构分析时将地震影响系数最大值取为中震水平的0.23(约为小震的2.85倍)，并且不考虑各种地震作用与内力组合调整系数(即不考虑强柱弱梁、强剪弱弯及强节点弱构件、内力放大等调整系数)，其余均同小震弹性设计。在对以楼层梁为弦杆的桁架进行计算时要注意将与该梁相连的楼板设为弹性板以输出轴力项，并按压弯、拉弯构件验算其强度与稳定性。此外，还应注意模拟施工加载计算时应将跨楼层的转换桁架作为整体划分到一个施工阶段并进行竖向加载计算，因为设计的初衷是将其作为一个整体受力，若将其分开并划分到不同的施工阶段并按不同的施工阶段分步进行竖向加载计算，其内力分布与前者将产生较大差异。有关模拟施工可参见《多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件(墙元模型)SATWE用户手册及技术条件》。转换桁架满足中震弹性的设计要求。由于目前的反应谱法适用于比较规则的结构，对于竖向不规则的结构，一般高阶振型影响较大，而反应谱法不能很好地考虑其影响，故进行了多遇地震下的弹性时程补充计算，以确保结构安全。按规范规定，
图 4 弹性时程分析楼层最大剪力/kN
表 2弹性时程分析基底剪力/kN
为考察③、轴ZC-3中应用的迭层混合空腹桁架的抗震性能，采用MIDAS/Gen软件进行了Pushover分析。两种加载模式下结构Y方向上的能力谱曲线与层间位移角如图
图 6 Y 方向两种加载模式下的层间位移曲线
在图5中的能力谱曲线中需求谱和能力谱的交点，即罕遇地震性能点。此时结构在两种不同加载模式下各层最大层间位移角如图6所示。从图5可以看出，结构的能力谱曲线能够穿越7度罕遇地震需求谱曲线，在罕遇地震对应点之后的曲线还有较大上升空间。这表明该结构可以经受7度的罕遇地震而不发生倒塌破坏，且延性较好，能够满足“大震不倒”的抗震设防要求。
两种加载模式下结构的能力谱曲线有所不同，倒三角形分布加载模式下结构能力谱较低，但整体趋势是一致的。结合两种加载模式，取其包络曲线作为设计依据，Y方向上的最大层间位移角出现在第2层(该层层高较大)，为，远小于规范规定的1/50限值，能够满足抗震规范对弹塑性层间位移角限值的要求。4构件及节点设计
梁柱节点采用带悬臂梁段的全焊节点，为满足抗震结构强节点弱构件的要求(见《GB 50011-2010 建筑抗震设计规范》8.2.8条)，悬臂梁段采用变翼缘宽度以增强与柱的连接见图7，钢梁与悬臂梁段采用栓焊混合连接。
支撑与梁柱节点的连接也采用带悬臂段的全焊连接，悬臂段变截面高度以便于与梁柱连接，同时可缓解应力集中并增强与框架的连接见图8(a)。支撑与悬臂段采用栓焊混合连接。
关键词：钢框架-中心支撑； 弹性时程分析；支撑与梁柱节点
1工程概况
某管理中心办公楼，地下1层，地上17层，建筑高度69.3m，标准层层高3.9m，总建筑面积44440m2。地下一层为车库及设备用房，地上部分主要功能为办公及会议，标准层结构平面布置见图1。
图1标准层结构平面布置图
工程抗震设防烈度6度，设计基本地震加速度0.05g，II类场地。按百年一遇风荷载取值，基本风压0.45kN/m2，地面粗糙度B类。
2结构体系与布置
主体结构采用钢框架-中心支撑体系，方(或矩形)钢管混凝土柱、H型钢梁及H型钢支撑。地下一层钢框架外包混凝土形成钢骨混凝土结构，支撑下部的地下室部分改为钢筋混凝土剪力墙，基础采用独立基础加防水板。
建筑标准层平面长82m，宽28.2m，长宽比约为2.9，长宽比相对较大。中部为公用区域，左右两边各有一个采光天井，天井外侧仅有3.2m宽楼板相连。根据建筑平面，最终确定的标准层结构平面布置见图1。利用中部公用区域布置六榀、组合成两个槽型的支撑框架(位置见图1中的ZC-1、ZC-2)。考虑到建筑平面两侧楼板透空，仅在端部有部分楼板相连，使得部分框架不能连成整体，以致结构两侧刚度大大降低，扭转效应显著，在③、轴布置两榀混合支撑框架(位置见图1中的ZC-3)，以提高结构两端的刚度。各榀支撑框架立面见图2。结合建筑门洞口位置，ZC-1、ZC-2分别采用人字形支撑和V字形支撑。ZC-3上部为迭层混合空腹桁架；为满足建筑使用功能，支撑在五层向两侧框架进行转换，且转换后采用越层单斜杆支撑。为实现建筑主入口处门厅大空间要求，⑦、⑧轴框架局部抽柱并采用转换桁架进行托柱转换，⑦、⑧轴框架立面简图见图3。中部公用区域在、轴和、轴之间因设备管线布置及建筑净高要求，除个别楼层外无法设置钢梁(见图1、3)，为更好地协调各部分框架协同受力，增加结构整体性，楼板厚度设计为140mm，并采用双层双向配筋，同时在建筑端部透空楼板外的相连部分板中设斜向抗剪钢筋以增强其受力性能。
（ａ）ＺＣ -１（ｂ）ＺＣ -２ （ｃ）ＺＣ -３
图 2 支撑框架立面图
图 3 抽柱转换桁架示意图
3 结构分析
结构整体分析与设计采用中国建筑科学研究院研制的“高层建筑结构空间有限元分析与设计软件SATWE”，复核采用“复杂多、高层建筑结构分析与设计软件PMSAP”及通用有限元分析软件MIDAS/Gen V7.30。
为考虑楼板开大洞造成的影响，计算中考虑了楼板的平面内变形。为充分考虑扭转因素，设计中考虑了双向地震的不利影响。结构二层层高为6m，首层及二层以上层高均为3.9m。因二层层高较高，侧向刚度较小，形成薄弱层。另外，因⑦、⑧轴处在五层设置抽柱转换桁架且③、轴ZC-3在该层进行了支撑位置的转换，五层刚度较大，致使四层成为薄弱层。薄弱层刚度、地震作用及承载力均满足规范要求。
应用各软件计算分析主要结果见表1。
表 1主要计算结果
为保证转换桁架安全性，对转换桁架进行基于性能的中震弹性设计。在对整体结构分析时将地震影响系数最大值取为中震水平的0.23(约为小震的2.85倍)，并且不考虑各种地震作用与内力组合调整系数(即不考虑强柱弱梁、强剪弱弯及强节点弱构件、内力放大等调整系数)，其余均同小震弹性设计。在对以楼层梁为弦杆的桁架进行计算时要注意将与该梁相连的楼板设为弹性板以输出轴力项，并按压弯、拉弯构件验算其强度与稳定性。此外，还应注意模拟施工加载计算时应将跨楼层的转换桁架作为整体划分到一个施工阶段并进行竖向加载计算，因为设计的初衷是将其作为一个整体受力，若将其分开并划分到不同的施工阶段并按不同的施工阶段分步进行竖向加载计算，其内力分布与前者将产生较大差异。有关模拟施工可参见《多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件(墙元模型)SATWE用户手册及技术条件》。转换桁架满足中震弹性的设计要求。由于目前的反应谱法适用于比较规则的结构，对于竖向不规则的结构，一般高阶振型影响较大，而反应谱法不能很好地考虑其影响，故进行了多遇地震下的弹性时程补充计算，以确保结构安全。按规范规定，
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用SATWE软件进行了弹性时程分析。按场地特征周期0.25s，在SATWE软件中难以选取到足够的满足要求的天然波。根据《弹性、弹塑性时程分析法在结构设计中的应用》中所述频谱特征接近的原则，可在临近的特征周期地震波里选取。共选取了两条天然地震波TH2TG025、TH3TG030及一条人工波RH3TG025，其中第一、三条的特征周期为0.25s，第二条的特征周期为0.30s。鉴于地震波最大峰值加速度与有效峰值加速度的区别，将时程分析用天然波的最大峰值加速度取为《GB50011-2010 建筑抗震设计规范》表5.1.2-2值(有效峰值加速度)的1.25倍。有关地震波最大峰值加速度与有效峰值加速度的资料参见《最大峰值加速度与有效峰值加速度的大小比例关系及影响因素探讨》。人工波不予放大，直接按《GB50011-2010 建筑抗震设计规范》表5.1.2-2取值。各地震波时程分析楼层最大剪力见图4，基底最大剪力及其与振型分解反应谱法(CQC法)的比较见表2。图 4 弹性时程分析楼层最大剪力/kN
表 2弹性时程分析基底剪力/kN
为考察③、轴ZC-3中应用的迭层混合空腹桁架的抗震性能，采用MIDAS/Gen软件进行了Pushover分析。两种加载模式下结构Y方向上的能力谱曲线与层间位移角如图
5、6所示。
图 5 Y 方向两种加载模式下的能力谱曲线图 6 Y 方向两种加载模式下的层间位移曲线
在图5中的能力谱曲线中需求谱和能力谱的交点，即罕遇地震性能点。此时结构在两种不同加载模式下各层最大层间位移角如图6所示。从图5可以看出，结构的能力谱曲线能够穿越7度罕遇地震需求谱曲线，在罕遇地震对应点之后的曲线还有较大上升空间。这表明该结构可以经受7度的罕遇地震而不发生倒塌破坏，且延性较好，能够满足“大震不倒”的抗震设防要求。
两种加载模式下结构的能力谱曲线有所不同，倒三角形分布加载模式下结构能力谱较低，但整体趋势是一致的。结合两种加载模式，取其包络曲线作为设计依据，Y方向上的最大层间位移角出现在第2层(该层层高较大)，为，远小于规范规定的1/50限值，能够满足抗震规范对弹塑性层间位移角限值的要求。4构件及节点设计
梁柱节点采用带悬臂梁段的全焊节点，为满足抗震结构强节点弱构件的要求(见《GB 50011-2010 建筑抗震设计规范》8.2.8条)，悬臂梁段采用变翼缘宽度以增强与柱的连接见图7，钢梁与悬臂梁段采用栓焊混合连接。
支撑与梁柱节点的连接也采用带悬臂段的全焊连接，悬臂段变截面高度以便于与梁柱连接，同时可缓解应力集中并增强与框架的连接见图8(a)。支撑与悬臂段采用栓焊混合连接。