工程位于茅山水库半岛湖畔, 三面环湖, 东临别墅区, 风景优美, 总用地面积33 317m², 总建筑面积33 461.27m²。该工程由美国Archilier Architecture建筑师事务所担任建筑设计顾问, 总平面图见图1, 建筑效果图如图2所示。

　　 整栋楼地上功能主要为酒店大堂、餐饮、健身休闲、客房、配套设施等, 地下1层局部功能主要为酒店办公、酒店后勤用房、库房以及设备用房。结构地上6层、地下1层, 结构总高度23.90m。整个平面分成4个区, 1区设缝和2, 3, 4区分开, 2, 3, 4区地上为1层大底盘裙房带3座多层塔楼。主要层高为:地下1层为5.4m, 1层为5.5m, 2～6层均为3.5m。主要柱网尺寸为8.8m×6.0m, 局部柱网为8.8m×9.6m, 12.4m×9.6m, 其中宴会厅和宴会前厅为2层通高, 层高为9m, 柱网尺寸为24m×34m, 15m×25.5m。3区大堂屋面与2, 4区之间采用一端固定铰支座、一端滑动铰支座的钢屋盖连接。建筑平面分区示意图如图3所示。

　　 工程设计基准期为50年, 结构设计使用年限为50年, 建筑抗震设防类别为标准设防类, 建筑结构的安全等级为二级, 抗震设防烈度为7度, 设计地震加速度为0.1g, 设计地震分组为第一组, 设计特征周期为0.35s, 场地类别为Ⅱ类。基本风压为0.40kN/m², 体型系数为1.4。

　　 为达到建筑要求的空间效果及净高要求, 结构多处采用了局部托柱转换框架。其中, 1区游泳池顶板采用了跨度为11.6m的一般混凝土托柱转换框架, 2区中餐厅顶板采用了跨度为11.6m的型钢混凝土托柱转换框架, 4区会议室顶板采用了跨度为11.9m的型钢混凝土托柱转换框架, 2, 3区在3层楼面交界处采用了跨度为16m的型钢混凝土托墙柱转换框架。宴会厅屋面板平面尺寸为24m×34m, 采用了预应力空心楼盖形式。2层及标准层结构平面布置图分别见图4, 5。

　　 1区单体部分采用常规纯框架结构体系。2, 3, 4区大底盘多塔部分采用少墙-框架结构体系^[1], 结构设计计算思路主要体现在该部分。计算建模分为整体模型和分塔模型, 依据《江苏省房屋建筑工程抗震设防审查细则》^[2]第5.4.1条第9款说明进行计算分析:

　　 (1) 采用整体模型计算结构的位移比、剪重比、刚度比、楼层抗剪承载力比、倾覆力矩比等。其中, 位移比采用刚性楼板假定, 按照底盘、上部塔楼和连接部分, 逐层加以验算。

　　 (2) 计算周期比时, 由于该部分属上部无刚性连接的大底盘多塔, 将裙楼顶板 (即地上1层顶板标高处) 以上各个单塔楼单独取出, 嵌固端取在裙楼顶板处, 分别计算各单塔 (即2, 3, 4区塔) 的固有振动特性, 验算各单塔周期比;验算大底盘部分周期比时, 将底盘结构单独取出, 嵌固位置和整体模型一致, 忽略上部塔楼刚度, 只考虑其质量, 并将其附加在底盘顶板的相应位置, 对该模型进行固有振动特性分析, 验算其周期比。以考察大底盘和各单塔的抗侧力构件的平面布置的合理性, 使结构不产生过大的扭转效应^[3]。各验算指标的计算简图见图6。

　　 (3) 2, 3, 4区大底盘多塔部分的配筋计算按少墙-框架结构和框架结构两种体系下的整体模型和3个单塔模型计算, 由于有些区域有地下室, 有些区域无地下室, 还应按嵌固端取在地下室顶板和基础两种位置再各自与上述两种体系的多模型计算结果进行包络配筋设计, 配筋计算简图见图7。考虑工程是多层结构, 动力影响范围没有高层波及范围大, 所以单塔模型塔楼边相关范围采用自2层底盘顶板从塔楼边向下扩散45°所涉及的区域, 见图7 (b) ～ (d) 所示阴影部分。

　　 (4) 抗震等级及抗震措施:1) 1区单体部分抗震等级为三级, 托柱转换框架抗震等级和抗震构造措施提高一级 (按二级) 予以计算和加强。2) 2, 3, 4区大底盘裙房多塔部分抗震等级为二级, 托柱转换框架、穿层柱、错层柱、不利角柱采用型钢混凝土, 抗震等级和抗震构造措施提高至一级予以计算和加强, 以增强延性。3) 底部加强区范围内墙体的竖向分布筋配筋率适当提高;重要部位的约束边缘构件范围延伸至顶部加强层的上一层。4) 严格按《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[4] (简称抗规) 要求控制剪力墙、框架柱的轴压比和剪压比, 保证剪力墙、框架柱的延性, 以提高整个结构的变形能力。5) 开大洞周边楼板、托柱转换框架楼面楼板、错层处楼板的厚度适当增加, 配筋加强。

　　 本工程采用天然基础, 1层地下室部分采用筏板基础, 无地下室部分采用钢筋混凝土条形基础;以③层黏土层为基础持力层, 地基承载力特征值f_ak=220kPa, 计算以承载力及变形控制, 实际施工中跟踪观测基础沉降变形, 观测结果满足规范要求。

　　 本工程因平面功能及立面造型要求造成扭转不规则、偏心布置、楼层平面凹凸不规则, 楼板错层开大洞, 竖向抗侧力构件不连续 (局部大跨托柱转换, 具体位置见图4) , 刚度尺寸突变等多项不规则情况, 属特别不规则结构, 根据抗规第3.4.4条有关规定, 组织抗震专家进行了专门论证。抗震分析如下:

　　 (1) 采用SATWE软件和MIDAS Building软件分别建立结构模型, 对小震弹性作用下的内力和变形计算结果进行分析比较。

　　 (2) 采用SATWE进行小震弹性动力时程分析, 找出结构薄弱部位。

　　 (3) 采用PKPM静力弹塑性分析模块Push对结构进行罕遇地震下的推覆分析, 找出薄弱部位, 结合需要加强的关键部位, 采取相应的抗震加强措施, 保证重要部位不屈服, 并控制整体结构的塑性变形使其满足规范要求。

　　 (4) 对结构关键构件进行抗震性能化设计。对中震下托柱转换框架、穿层柱、错层柱、不利角柱等关键构件按抗剪抗弯弹性计算, 对底部加强区剪力墙按抗剪弹性、抗弯不屈服计算。对所有关键构件进行大震下满足剪压比限制条件的不屈服计算。

　　 主体结构小震弹性下采用SATWE和MIDAS Building两种软件建立结构模型对比分析校核。基础作为结构嵌固端。考虑了扭转耦联、偶然偏心及双向地震效应。结构计算模型如图8所示。计算结果见表1。

　　 采用SATWE软件对结构进行弹性动力时程分析, 并与弹性反应谱分析结果进行对比, 见表2。由表2可知, 弹性时程分析计算结果偏大, 实际取弹性时程分析结果的平均值和弹性反应谱结果的较大值, 得出各楼层地震力放大系数再回代入SATWE模块进行配筋计算。

　　 小震弹性动力时程分析选用5条天然波 (TH1TG025, TH4TG040, TH1TG045, TH2TG025, TH3TG055) 和2条人工波 (RH1TG035, RH2TG035, 取自PKPM数据库) 。计算结果表明, 各时程曲线计算得到的基底剪力均大于反应谱法的65%, 且不大于反应谱法的135%, 7条时程曲线计算得到的基底剪力平均值大于反应谱法计算值的80%, 且不大于反应谱法计算值的120%, 所选7条地震波均符合抗规要求。

　　 表3给出了大震下结构X, Y向性能点计算结果, 结果表明大震作用下结构弹塑性层间位移角均小于1/100, 满足抗规第5.5.5条要求。

　　 4区 (4-A) ～ (4-D) 轴交 (4-1) ～ (4-5) 轴宴会厅屋面采用预应力空心楼盖布置, 示意图见图9。由于该宴会厅跃两层高, 层高9m, 屋面为尺寸24m×34m的预应力空心楼盖, 需要单独做补充分析, 具体如下:1) 把空心板折算成一条条截面面积与惯性矩都等效的工字钢, 折算梁与支承边梁按铰接连接, 在与框架柱相连位置设置暗梁作为框架梁, 地震产生的梁端弯矩由暗梁中非预应力钢筋承受^[5];2) 暗梁与框架柱的配筋在1) 的基础上分别按与框架柱固接和铰接进行计算, 包络配筋;3) 四周支承梁计算中, 支承梁扭矩折减为0, 24m×34m大板按实际800mm厚输入, 板周边按固接, 板在特殊定义中定义成弹性膜进行计算, 以充分考虑大跨板对周边支承梁的扭矩影响;4) 四周框架柱为穿层柱和错层柱, 按抗震等级一级加强, 由于作为大底盘的角柱受力极为不利, 故设置成型钢混凝土柱且抗震等级加强为一级。

　　 预应力空心楼盖大板中, 暗梁中预应力筋做有粘结, 其余空心板部分预应力筋做无粘结, 以增强其抗震延性性能。

　　 该处钢屋盖采用单跨主次钢梁布置。单跨主钢梁跨度8.7m, 采用一端固定铰支座与2, 4区主体连接, 一端滑动铰支座与3区主体结构连接。滑动端与主体结构间缝宽取值应大于钢屋盖两侧主体结构在钢屋盖高度处大震下弹塑性水平最大位移, 该缝宽较由中震弹性下水平位移控制的防震缝宽要严格得多^[6]。本工程滑动端缝宽经计算取为150mm。实际工程滑动铰支座采用的是有防坠落、防撞击限位措施的成品滑动支座。钢屋盖主钢梁结构具体构造见图10。

　　 该支承大梁跨度3跨, 最大跨度达12.4m, 由于滑动支座端相邻区域没有楼板, 该梁扭矩较大, 不容忽视, 根据建筑立面布置, 采用梁上加设混凝土柱, 形成混凝土桁架以平衡扭矩, 如图11所示。提取钢屋盖单独计算的主钢梁支座反力, 以集中竖向荷载及集中扭矩的形式在整体模型的相应位置输入, 以具体计算荷载的影响。

　　 该处梁最大跨度达11.6m, 为达到建筑要求的净高, 采用托柱转换型钢混凝土框架处理。配筋计算上, 该处型钢框架及上部结构采用施工模型定义一次性加载进行配筋。其余托柱转换框架计算上也采用上述方式。

　　 该栋楼基础形式有筏形基础和条形基础两种形式, 为尽量减少基坑开挖深度, 采用计算确定型钢柱脚埋置深度, 并根据不同的基础形式采用不同的型钢柱脚形式, 对条形基础部分进一步给出钢筋的摆放形式, 以保证混凝土的浇灌密实^[7]。具体见图12。

　　 计算参数如下^[8,9]:柱截面800×800;柱中十字钢骨尺寸500×300×14×25;层高H=5 500mm;柱底内力N_设计=8 250kN, M_设计=166kN·m, V_设计=91kN;型钢采用Q345B钢材;强度设计值f_a=315N/mm²;混凝土强度等级C35;混凝土轴心抗压强度标准值f_ck=23.4N/mm²;混凝土轴心抗压强度设计值f_c=16.7N/mm²。

　　 型钢截面塑性抵抗矩$\overline{W}{}_{\text{p}\text{n}\text{x}}$为:

　　 $\begin{array}{l}\overline{W}{}_{\text{p}\text{n}\text{x}}=d{}_{\text{f}}t{}_{\text{f}}d+\frac{1}{4}(t{}_{\text{w}}d{}_{\text{w}}{}^2+2t{}_{\text{f}}d{}_{\text{f}}{}^2)\\ =300\times 25\times (500-25)+\\ \frac{1}{4\times [14\times (500-2\times 25){}^2+2\times 25\times 300{}^2]}\\ =5396250\text{m}\text{m}{}^3\end{array}$

　　 式中:d_f为型钢翼缘宽度;t_f为型钢翼缘厚度;t_w为型钢腹板厚度;d_w为型钢腹板高度。

　　 基础顶面型钢部分承担的弯矩M_S、剪力V_S为:

　　 $\begin{array}{l}{\rm M}{}_{\text{S}}=\overline{W}{}_{\text{p}\text{n}\text{x}}\cdot f{}_{\text{a}}=5396250\times 315\\ =1699818750\text{Ν}\cdot \text{m}\text{m}\approx 1699.82\text{k}\text{Ν}\cdot \text{m}\\ V{}_{\text{S}}=\frac{2{\rm M}{}_{\text{S}}}{{\rm H}{}_{\text{n}}}=\frac{2\times 1699.82}{5.5-0.8}=723\text{k}\text{Ν}\end{array}$

　　 式中H_n为柱净高。

　　 型钢部分有效承压宽度b_e为:

　　 $b{}_{\text{e}}=3t{}_{\text{w}}+4d{}_{\text{f}}=3\times 14+4\times 25=142\text{m}\text{m}$

　　 混凝土承压强度设计值f_B为:

　　 $\begin{array}{l}f{}_{\text{B}}=f{}_{\text{c}}\sqrt{\frac{b}{b{}_{\text{e}}}}=16.7\times \sqrt{\frac{800}{142}}=16.7\times 2.37\\ =39.6\text{Ν}/\text{m}\text{m}{}^2<3f{}_{\text{c}}=3\times 16.7=50.1\text{Ν}/\text{m}\text{m}{}^2\end{array}$

　　 式中b为型钢混凝土柱截面宽度。

　　 型钢柱脚埋置深度h_f为:

　　 $\begin{array}{c}h{}_{\text{f}}=\frac{V{}_{\text{s}}}{b{}_{\text{e}}f{}_{\text{B}}}+\sqrt{2\left(\frac{V{}_{\text{s}}}{b{}_{\text{e}}f{}_{\text{B}}}\right){}^2+\frac{4{\rm M}{}_{\text{s}}}{b{}_{\text{e}}f{}_{\text{B}}}}\hfill \\ =\frac{723\times 10{}^3}{142\times 39.6}+\sqrt{2\left(\frac{723\times 10{}^3}{142\times 39.6}\right){}^2+\frac{4\times 1699.82\times 10{}^6}{142\times 39.6}}\hfill \\ =128.6+1114.5=1243.1\text{m}\text{m}\hfill \end{array}$

　　 实际h_f取1 300mm。

　　 (1) 本项目为多层特别不规则结构, 采用了少墙-框架结构体系。采用SATWE和MIDAS Building软件对其进行了小震弹性分析、小震弹性动力时程分析、大震静力弹塑性分析。

　　 (2) 在计算指标上, 采用拆分模型考虑附加单塔质量形式计算大底盘周期比, 取出大底盘上单塔单独计算各单塔周期比, 采用整体模型计算其余各项计算指标。在配筋计算上, 采用少墙-框架和框架两种结构体系并考虑嵌固端位置包络设计。

　　 (3) 对关键构件进行抗震性能目标设计, 对薄弱环节关键节点针对性采取抗震加强措施。

　　 (4) 为满足建筑布置特点、空间净高等要求, 采用预应力空心楼盖、一端固定铰支座一端滑动铰支座钢屋盖、托柱转换框架等结构布置形式, 并给出典型具体构件节点计算方法和构造大样等。